Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal - Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas

ALUVIÕES SILTO-ARGILOSOS MOLES DE PORTUGAL PARAMETRIZAÇÃO PARA O DIMENSIONAMENTO DE ESTRUTURAS GEOTÉCNICAS ELISABETE FERNANDA MIRANDA DA COSTA ESCALEIRA ESTEVES Dissertação submetida para obtenção do grau de Doutor em Engenharia Civil na Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto Orientador: Professor Doutor Manuel António de Matos Fernandes Co-Orientador: Professor Doutor Paulo Alexandre Lopes Figueiredo Coelho Fevereiro de 2014 v ÍNDICE GERAL ÍNDICE GERAL .............................................................................................................................. v RESUMO ...................................................................................................................................... vii ABSTRACT .................................................................................................................................... ix RÉSUMÉ ......................................................................................................................................... xi AGRADECIMENTOS .................................................................................................................. xiii ÍNDICE DE TEXTO .................................................................................................................... xvii ÍNDICE DE FIGURAS ................................................................................................................ xxv ÍNDICE DE QUADROS ................................................................................................................ xli SIMBOLOGIA ............................................................................................................................ xlvii 1 Introdução ..................................................................................................................................... 1 2 Geologia dos Solos Moles ............................................................................................................ 9 3 Algumas ocorrências de Solos Moles ......................................................................................... 33 4 Parâmetros físicos e de identificação dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal ............... 91 5 Parâmetros de compressibilidade e de consolidação dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal ........................................................................................................................................ 129 6 Parâmetros de resistência dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal ............................... 179 7 Campo Experimental – Ensaios de Laboratório ....................................................................... 211 8 Campo Experimental – Ensaios de Campo .............................................................................. 303 9 Campo Experimental – Confronto entre os resultados dos ensaios de campo e de laboratório 365 10 Proposta de parametrização dos solos silto-argilosos moles de Portugal ................................ 381 Anexo A5.1 Aplicação prática do algoritmo desenvolvido para determinação do ponto de menor raio de curvatura ........................................................................................................................... 397 Anexo A5.2 Resumo de alguns conceitos probabilísticos ............................................................ 405 vi vii RESUMO O presente trabalho dedica-se à caraterização dos solos silto-argilosos moles de Portugal, cujo comportamento mecânico e hidráulico é extremamente relevante para a conceção, o projeto e a construção das mais diversas estruturas de engenharia civil, como estradas, vias férreas, pontes, túneis, escavações, etc. Nas últimas décadas foram construídas numerosas obras de grande importância económica e social e considerável complexidade técnica, que implicaram estudos de caracterização geotécnica dos terrenos interessados, que em muitos casos incluem as referidas formações argilosas. Criou-se assim um importantíssimo acervo de dados e resultados que se afigura do maior interesse tratar de modo sistemático e interpretar com as mais recentes metodologias e teorias da Mecânica dos Solos. Este aspeto é tanto mais importante quanto é escassa a bibliografia técnico-científica existente sobre aqueles solos portugueses. Neste trabalho pretende-se, através do tratamento dos resultados existentes, complementado com outros resultados obtidos num campo experimental, estabelecer um quadro de referência atualizado que inclua as suas principais caraterísticas físicas e de comportamento mecânico. A primeira parte deste trabalho descreve o estado atual do conhecimento relativamente aos solos moles, abordando assuntos tão diversos como os aspetos geológicos mais significativos em depósitos de solos moles, dedicando-se para esse fim os capítulos 1 e 2. Apresenta-se uma descrição, sob uma perspetiva geotécnica, de alguns dos principais depósitos de solos moles existentes em Portugal e noutros países com vista a estabelecer as principais caraterísticas físicas e mecânicas procurando-se encontrar tendências bem definidas, ou não, para estes parâmetros, como mostra o capítulo 3. A segunda parte do trabalho dedica-se à recolha, seleção e tratamento dos estudos geotécnicos mais recentes sobre obras relevantes sobre solos silto-argilosos moles ocorrentes exclusivamente em Portugal Continental, obtidos a partir de inúmeros relatórios geológico-geotécnicos disponibilizados por empresas de prospeção, gabinetes de projeto e entidades dedicadas à investigação. Foi assim possível estabelecer tendências de comportamento relativamente aos parâmetros físicos e de identificação, como mostra o capítulo 4, de compressibilidade e de consolidação, descritos no capítulo 5, e de resistência, apresentados no capítulo 6. A terceira parte, apresentada nos capítulos 7, 8 e 9, dedica-se à caraterização geotécnica do campo experimental. Inicialmente, é efetuada uma breve descrição geográfica, histórica e geológica do local e são também descritos, tratados e comentados os resultados dos ensaios laboratoriais viii efetuados, como mostra o capítulo 7 e os ensaios de campo, descritos no capítulo 8. Na última parte referente ao campo experimental é efetuada a comparação entre os resultados obtidos nos ensaios de laboratório e nos ensaios de campo. Por último, o Capítulo 10 apresenta uma proposta de parametrização dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal e sugere alguns aspetos a considerar em futuras abordagens a este tema, como resultado da experiência adquirida ao longo deste trabalho. ix ABSTRACT The study here presented is dedicated to the characterization of soft silty-clayey soils from Portugal, which mechanical and hydraulic behaviour is extremely relevant to the design and construction of several civil engineering structures, such as roads, railways, bridges, tunnels and excavations. Over the last decades, a considerable number of important and highly complex structures have been built, which implied numerous geotechnical studies of the surrounding ground, often involving those formations. As a result, a large and valuable volume of geotechnical data was created, which has not, until now, been systematically interpreted and analyzed in the light of the most recent theories and methodologies of Soil Mechanics. This aspect is particularly important since the literature on Portuguese soft silty-clays is scarce. This work was developed in order to establish an up-to-date framework of properties regarding physical characteristics and mechanical behaviour of these soils, based on a thorough analysis of the existing data, complemented by laboratory and in situ tests carried out on an experimental site. The first part of the thesis describes the state-of-the-art on soft soils, focusing on diverse aspects such as the geological history and most relevant geological features of soft clay deposits (chapters 1 and 2). A description of the main Portuguese soft soil deposits, from a geotechnical perspective, is presented, together with other soft soils from different parts of the world, in order to establish the main physical and mechanical properties, and to derive well-defined trends for these characteristics, as shown in chapter 3. The second part of this study is dedicated to the collection, selection and treatment of the most recent geotechnical data from important construction works built exclusively in Portugal on these formations. A very large amount of information, kindly provided by prospection and construction companies, design offices and research institutions, was gathered and carefully treated. Based on such data, it was possible to establish some trends regarding physical characteristics, as described in chapter 4, compressibility and consolidation parameters, as described in chapter 5 and strength parameters, as shown in chapter 6. The third part of the thesis, comprising chapters 7, 8 and 9, is devoted to the geotechnical characterization of the experimental site. A brief geographical, historical and geological overview is presented and the results of laboratory tests and in situ tests performed on that location are described. Chapter 7 refers to laboratory tests and chapter 8 presents the results of field tests. The comparative analysis of results is provided in chapter 9. x Finally, in chapter 10, a parameterization of Portuguese soft silty-clayey alluvia is presented and some aspects to be considered in future developments are pointed out, based on the experience acquired throughout this work. xi RÉSUMÉ Le présent travail concerne la caractérisation des sols limoneux-argileux de consistance molle du Portugal, dont le comportement mécanique et hydraulique est extrêmement importante pour la conception, le projet et la construction de plusieurs ouvrages de génie civil tels que les routes, les voies ferrées, les ponts, les tunnels, les excavations, etc. Au cours des dernières décennies ont été construites nombreux travaux d’une grande importance économique et sociale et considérable complexité technique, qui avaient besoin de vastes études de caractérisation géotechnique, comprenant souvent des formations argileuses. Cela a créé une importante collection de données et de résultats très précieux qui exigent un traitement systématique à la lumière des dernières méthodes et théories de la mécanique des sols. Cet intérêt est particulièrement important car il y a peu de documentation scientifique et technique sur lesquels sols portugais. L’objectif de ce travail est établir un mis à jour cadre de référence qui comprend leur principales caractéristiques physiques et mécaniques, par le traitement des résultats existants complétés par des résultats expérimentaux. La première partie de cette dissertation résume l'état actuel des connaissances sur les sols fins de consistance molle, abordant dans les chapitres 1 et 2 plusieurs questions telles que la géologie des gisements les plus importants de sols mous. Une description géotechnique de certains dépôts de sols mous existants au Portugal et dans d'autres pays est présentée dans le chapitre 3, afin d'établir les principales caractéristiques physiques et mécaniques pour trouver les tendances de ces paramètres. La deuxième partie de cette travaille concerne la collecte, la sélection et le traitement des études géotechniques les plus récentes sur les travaux dans sols limoneux et argileux mous existantes exclusivement au Portugal, obtenus à partir de nombreux rapports géologiques et géotechniques fournies par les sociétés d'exploration, les bureaux d’études et les institutions dédiées à la recherche. Il a ainsi été possible d'établir des tendances de comportement sur les paramètres physiques et d'identification, comme indiqué dans le chapitre 4, de compression et de consolidation, décrit dans le chapitre 5, et la résistance, présentée au chapitre 6. La troisième partie, présentée dans les chapitres 7, 8 et 9, concerne la caractérisation géotechnique du site expérimental. Initialement, une description géographique, historique et géologique brève du site est présentée et sont également décrits, traités et discutés dans le chapitre 7 les résultats des xviii 3.3.2.1 Aspetos históricos e geológicos ...................................................................................... 48 3.3.2.2 Parâmetros físicos e de identificação .............................................................................. 50 3.3.2.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão ...................................................................... 52 3.3.3 Sarapuí, Rio de Janeiro, Brasil ....................................................................................... 54 3.3.3.1 Aspetos históricos e geológicos ...................................................................................... 54 3.3.3.2 Parâmetros físicos e de identificação .............................................................................. 55 3.3.3.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão ...................................................................... 57 3.3.4 Queenborough, Kent, Reino Unido, Inglaterra ............................................................... 63 3.3.4.1 Aspetos históricos e geológicos ...................................................................................... 63 3.3.4.2 Parâmetros físicos e de identificação .............................................................................. 67 3.3.4.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão ...................................................................... 69 3.4 Domínios marinhos ........................................................................................................ 75 3.4.1 Argilas de OnsØy, Oslo, Noruega .................................................................................. 75 3.4.1.1 Aspetos históricos e geológicos ...................................................................................... 75 3.4.1.2 Parâmetros físicos e de identificação .............................................................................. 76 3.4.1.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão ...................................................................... 80 3.5 Conclusões do capítulo ................................................................................................... 88 4 Parâmetros físicos e de identificação dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal ........................................................................................................................................ 91 4.1 Introdução ....................................................................................................................... 91 4.2 Metodologia adotada para elaboração da base de dados ................................................ 92 4.3 Parâmetros de identificação ............................................................................................ 93 4.3.1 Composição granulométrica ........................................................................................... 93 4.3.2 Teor em matéria orgânica ............................................................................................... 95 4.3.3 Limites de Atterberg ou de consistência ......................................................................... 98 4.3.3.1 Consistência de um solo ................................................................................................. 98 4.3.3.2 Limite de liquidez ........................................................................................................... 99 4.3.3.3 Limite de plasticidade e índice de plasticidade ............................................................ 104 4.3.4 Atividade das argilas .................................................................................................... 108 4.3.5 Observações finais ........................................................................................................ 111 4.4 Parâmetros físicos ......................................................................................................... 111 4.4.1 Teor em água (w) .......................................................................................................... 111 4.4.2 Índices de consistência e de liquidez ............................................................................ 115 4.4.3 Peso volúmico (  ) ......................................................................................................... 118 4.4.4 Densidade das partículas sólidas (Gs) ........................................................................... 120 4.4.5 Índices complementares ............................................................................................... 121 xix 4.4.5.1 Índice de vazios (e) ....................................................................................................... 121 4.4.5.2 Grau de saturação (Sr) ................................................................................................... 122 4.4.6 Comparação de resultados ............................................................................................ 123 4.5 Classificação dos solos de acordo com a classificação unificada ................................. 126 5 Parâmetros de compressibilidade e de consolidação dos solos silto-argilosos moles de Portugal ................................................................................................................... 129 5.1 Introdução ..................................................................................................................... 129 5.2 Avaliação do estado de tensão ...................................................................................... 130 5.3 Índices de compressibilidade, Cc, e de recompressibilidade, Cr ................................... 132 5.4 Coeficiente de consolidação secundária, C  ................................................................. 140 5.5 Coeficiente de consolidação, cv ..................................................................................... 142 5.6 Avaliação dos parâmetros de compressibilidade através de modelos de regressão ...... 144 5.6.1 Considerações iniciais ................................................................................................... 144 5.6.2 Alguns modelos de regressão da bibliografia ............................................................... 144 5.6.3 Avaliação dos índices de compressibilidade e recompressibilidade através de modelos de regressão ................................................................................................................... 150 5.6.3.1 Análise univariada ......................................................................................................... 150 5.6.3.2 Análise bivariada ........................................................................................................... 158 5.6.3.3 Análise de regressão linear ........................................................................................... 160 5.6.3.4 Comparação dos modelos desenvolvidos com os propostos na bibliografia ................ 170 5.6.4 Avaliação do coeficiente de consolidação secundária através de modelos de regressão ....................................................................................................................................... 173 5.6.4.1 Análise univariada ......................................................................................................... 173 5.6.4.2 Análise bivariada ........................................................................................................... 174 5.6.4.3 Análise de regressão linear ........................................................................................... 175 5.7 Conclusões do capítulo ................................................................................................. 176 6 Parâmetros de resistência dos solos silto-argilosos moles de Portugal ................... 179 6.1 Introdução ..................................................................................................................... 179 6.2 Ensaios triaxiais ............................................................................................................ 180 6.2.1 Introdução ..................................................................................................................... 180 6.2.2 Algumas particularidades a ter em conta na análise dos resultados .............................. 181 6.2.2.1 Tensão de consolidação do ensaio ................................................................................ 181 6.2.2.2 Critério para a identificação da rotura ........................................................................... 183 6.2.3 Parâmetros de resistência em tensões efetivas .............................................................. 184 6.2.4 Parâmetros de resistência em tensões totais .................................................................. 187 6.2.4.1 Resistência não drenada ................................................................................................ 187 6.2.4.2 Comportamento normalizado de solos argilosos .......................................................... 188 xx 6.2.4.3 Determinação da curva normalizada para os solos em estudo...................................... 190 6.2.4.4 Parâmetro Af de pressões neutras .................................................................................. 191 6.2.4.5 Expressão teórica .......................................................................................................... 192 6.3 Ensaio com o dilatómetro marchetti (DMT) ................................................................ 194 6.3.1 Introdução ..................................................................................................................... 194 6.3.2 Parâmetros de resistência em tensões totais ................................................................. 195 6.4 Ensaio com o cone-penetrómetro holandês (CPTU) .................................................... 197 6.4.1 Introdução ..................................................................................................................... 197 6.4.2 Parâmetros de resistência em tensões totais ................................................................. 198 6.5 Ensaio de corte rotativo in situ (field vane test) ........................................................... 200 6.5.1 Introdução ..................................................................................................................... 200 6.5.2 Parâmetros de resistência em tensões totais ................................................................. 200 6.5.2.1 Resistência não drenada, cu .......................................................................................... 200 6.5.2.2 Sensibilidade do solo, St ............................................................................................... 202 6.6 Análise cruzada dos resultados de diferentes ensaios de campo e (ou) de laboratório . 203 6.6.1 Introdução ..................................................................................................................... 203 6.6.2 Comparação dos resultados dos diferentes locais ......................................................... 203 6.6.3 Comparação dos resultados dos diferentes ensaios ...................................................... 206 6.7 Conclusões do Capítulo ................................................................................................ 208 7 Campo experimental - ensaios de laboratório.......................................................... 211 7.1 Introdução ..................................................................................................................... 211 7.2 Caraterísticas gerais da região ...................................................................................... 212 7.2.1 Geomorfologia .............................................................................................................. 212 7.2.2 Geologia ....................................................................................................................... 214 7.2.3 Tectónica ...................................................................................................................... 215 7.2.4 Hidrogeologia ............................................................................................................... 215 7.3 Amostragem ................................................................................................................. 216 7.3.1 Amostragem contínua ................................................................................................... 216 7.3.2 Amostragem intacta ...................................................................................................... 218 7.4 Parâmetros físicos e de identificação ............................................................................ 219 7.4.1 Introdução ..................................................................................................................... 219 7.4.2 Composição granulométrica ......................................................................................... 219 7.4.3 Teor em matéria orgânica ............................................................................................. 223 7.4.4 Limites de Atterberg ou de consistência ....................................................................... 223 7.4.5 Atividade ...................................................................................................................... 225 7.4.6 Teor em água (w) e Índice de liquidez (IL) ................................................................... 227 xxi 7.4.7 Peso volúmico (  ) .......................................................................................................... 229 7.4.8 Densidade das partículas sólidas (Gs) ........................................................................... 230 7.4.9 Índices complementares ................................................................................................ 230 7.5 Classificação de solos ................................................................................................... 233 7.5.1 Classificação baseada em critérios granulométricos ..................................................... 233 7.5.2 Classificação unificada ................................................................................................. 235 7.6 Ensaios edométricos ...................................................................................................... 236 7.6.1 Introdução ..................................................................................................................... 236 7.6.2 Preparação das amostras ............................................................................................... 237 7.6.3 Ensaios clássicos ........................................................................................................... 239 7.6.3.1 Metodologia .................................................................................................................. 239 7.6.3.2 Resultados ..................................................................................................................... 240 7.6.4 Ensaios de longa duração .............................................................................................. 248 7.6.4.1 Metodologia .................................................................................................................. 248 7.6.4.2 Resultados ..................................................................................................................... 248 7.6.4.3 Método de Martins (2005) para avaliação do índice de vazios correspondente ao fim da consolidação secundária ................................................................................................ 257 7.7 Ensaios triaxiais ............................................................................................................ 263 7.7.1 Introdução. metodologia ............................................................................................... 263 7.7.1.1 Preparação das amostras ............................................................................................... 263 7.7.1.2 Qualidade das amostras ................................................................................................. 265 7.7.1.3 Preparação do ensaio ..................................................................................................... 266 7.7.1.4 Saturação e consolidação das amostras ......................................................................... 269 7.7.1.5 Corte .............................................................................................................................. 271 7.7.2 Resultados dos ensaios de compressão triaxial ............................................................. 272 7.7.2.1 Curvas tensão deformação ............................................................................................ 272 7.7.2.2 Parâmetros de resistência em tensões efetivas .............................................................. 275 7.7.2.3 Parâmetros de resistência em tensões totais .................................................................. 281 7.7.2.3.1 Resistência não drenada ................................................................................................ 281 7.7.2.3.2 Parâmetro Af de Skempton ............................................................................................ 283 7.7.2.3.3 Expressão teórica .......................................................................................................... 284 7.7.2.4 Interpretação dos resultados com base na teoria dos estados críticos ........................... 285 7.7.3 Resultados dos ensaios de extensão triaxial .................................................................. 293 7.7.3.1 Parâmetros de resistência em tensões efetivas .............................................................. 293 7.7.3.2 Parâmetros de resistência em tensões totais .................................................................. 295 7.7.3.2.1 Resistência não drenada ................................................................................................ 295 xxii 7.7.3.2.2 Parâmetro Af de Skempton ............................................................................................ 296 7.7.3.2.3 Expressão teórica .......................................................................................................... 296 7.7.3.2.3 Avaliação da anisotropia da resistência não drenada ................................................... 297 7.8 Conclusões do capítulo ................................................................................................. 300 8 Campo experimental - ensaios de campo ................................................................. 303 8.1 Introdução ..................................................................................................................... 303 8.2 Ensaio com o dilatómetro Marchetti (DMT) ................................................................ 304 8.2.1 Metodologia .................................................................................................................. 304 8.2.2 Resultados..................................................................................................................... 307 8.2.3 Características físicas e estado de tensão ..................................................................... 308 8.2.3.1 Identificação estratigráfica do subsolo ......................................................................... 308 8.2.3.2 Peso volúmico,  ........................................................................................................... 309 8.2.3.3 Coeficiente de impulso em repouso, K0 ........................................................................ 310 8.2.3.4 Grau de sobreconsolidação, ROC ................................................................................... 312 8.2.4 Características mecânicas ............................................................................................. 314 8.2.4.1 Resistência não drenada, cu .......................................................................................... 314 8.2.4.2 Módulo de distorção elástico, G0 .................................................................................. 315 8.2.4.3 Módulo de deformabilidade confinado, M ................................................................... 316 8.2.4.4 Ângulo de resistência ao corte em tensões efetivas,  ’ ................................................ 317 8.3 Ensaio com o cone-penetrómetro holandês sísmico (cone-penetration Test, SCPTU) 318 8.3.1 Metodologia .................................................................................................................. 318 8.3.2 Resultados..................................................................................................................... 321 8.3.3 Características físicas e estado de tensão ..................................................................... 322 8.3.3.1 Identificação estratigráfica do subsolo ......................................................................... 322 8.3.3.2 Coeficiente de impulso em repouso, K0 ........................................................................ 329 8.3.3.3 Grau de sobreconsolidação, ROC ................................................................................... 330 8.3.4 Características mecânicas ............................................................................................. 332 8.3.4.1 Resistência não drenada, cu .......................................................................................... 332 8.3.4.2 Módulo de distorção elástico, G0 .................................................................................. 333 8.3.4.2.1 Introdução ..................................................................................................................... 333 8.3.4.2.2 Metodologia do ensaio para determinação de Vs .......................................................... 333 8.3.4.2.3 Tratamento e interpretação dos resultados para determinação de Vs ............................ 334 8.3.4.2.4 Discussão dos resultados de G0 .................................................................................... 341 8.3.4.3 Módulo de deformabilidade confinado, M ................................................................... 341 8.3.4.4 Coeficientes de consolidação, cv e ch ............................................................................ 343 8.3.4.5 Coeficiente de permeabilidade na direção horizontal, kh .............................................. 348 xxiii 8.3.5 Metodologia unificada de interpretação dos resultados do CPTU (Robertson, 2009, 2010,2012) .................................................................................................................... 349 8.3.5.1 Identificação estratigráfica do subsolo .......................................................................... 349 8.3.5.2 Grau de sobreconsolidação, ROC ................................................................................... 353 8.3.5.3 Resistência não drenada, cu ........................................................................................... 354 8.3.5.4 Módulo de distorção elástico, G0 .................................................................................. 356 8.3.5.5 Módulo de deformabilidade confinado, M .................................................................... 357 8.3.5.6 Ângulo de resistência ao corte em tensões efetivas,  ’ ................................................. 358 8.4 Ensaio de corte rotativo in situ (field vane test) ............................................................ 360 8.4.1 Metodologia .................................................................................................................. 360 8.4.2 Resultados ..................................................................................................................... 361 8.5 Conclusões do capítulo ................................................................................................. 363 9 Campo experimental - confronto entre os resultados dos ensaios de campo e de laboratório ................................................................................................................... 365 9.1 Introdução ..................................................................................................................... 365 9.2 Caraterísticas físicas e estados de tensão ...................................................................... 366 9.2.1 Peso volúmico,  ........................................................................................................... 366 9.2.2 Classificação dos solos .................................................................................................. 368 9.2.3 Coeficiente de impulso em repouso, K0 ........................................................................ 370 9.2.4 Grau de sobreconsolidação, ROC ................................................................................... 371 9.3 Características mecânicas ............................................................................................. 372 9.3.1 Resistência não drenada, cu ........................................................................................... 372 9.3.2 Ângulo de resistência ao corte em tensões efetivas,  ’ ................................................. 374 9.3.3 Módulo de distorção elástico, G0 .................................................................................. 376 9.3.4 Módulo de deformabilidade confinado, M .................................................................... 378 9.3.5 Coeficiente de consolidação, cv ..................................................................................... 379 10 Proposta de parametrização dos solos silto-argilosos moles de Portugal ............... 381 10.1 Resumo e consludões do trabalho realizado ................................................................. 381 10.2 Proposta de parametrização dos solos silto-argilosos moles de Portugal ..................... 383 10.2.1 Parâmetros físicos e de identificação ............................................................................ 383 10.2.2 Estado de tensão ............................................................................................................ 388 10.2.3 Parâmetros de compressibilidade e de consolidação ..................................................... 389 10.2.4 Parâmetros de resistência em tensões efetivas e resistência não drenada ..................... 391 10.3 Desenvolvimentos futuros ............................................................................................. 394 Anexo A5.1 Aplicação prática do algoritmo desenvolvido para determinação do ponto de menor raio de curvatura ............................................................................................. 397 Anexo A5.2 Resumo de alguns conceitos probabilísticos ........................................................ 405 A5.2.1 Distribuições de frequências. histogramas .................................................................... 405 xxiv A5.2.2 Caraterísticas numéricas: estatísticas de ordem ............................................................ 406 A5.2.3 Modelo de regressão linear ........................................................................................... 408 A5.2.4 Coeficiente de determinação ........................................................................................ 411 A5.2.5 Coeficiente de correlação de Pearson ........................................................................... 414 Referências Bibliográficas ......................................................................................................... 415 xxv ÍNDICE DE FIGURAS CAPÍTULO 1 Figura 1.1 - Comparação entre a densidade populacional e localização dos depósitos de solos moles em Portugal Continental: a) densidade populacional (INE-CENSOS2011); b) principais depósitos de solos moles. ................................................................................. 2 Figura 1.2 - Algumas das principais obras realizadas em Portugal sobre depósitos de solos moles: a) vista geral; b) Zona 1; c) Zona 2; d) Zona 3; e) Zona 4; f) Zona 5; g) Zona 6; h) Zona 7; i) Zona 8 ........................................................................................................................ 5 CAPÍTULO 2 Figura 2.1 – Principais zonas de sedimentação num delta (Christoulas et al., 1987) ..................... 20 Figura 2.2 – Estuário do rio Minho. ............................................................................................... 23 Figura 2.3 – Rio Leça e respetivo estuário. .................................................................................... 24 Figura 2.4 – Estuário do rio Mondego. ........................................................................................... 25 Figura 2.5 – Estuário do rio Tejo. ................................................................................................... 25 Figura 2.6 – Estuário do rio Sado. .................................................................................................. 27 Figura 2.7 – Ria de Aveiro. ............................................................................................................ 28 Figura 2.8 – Baixa de Santo André................................................................................................. 29 Figura 2.9 – Ria Formosa. .............................................................................................................. 29 CAPÍTULO 3 Figura 3.1 – Localização do lago glaciar de Hitchcock (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). .............................................................................................................................. 36 Figura 3.2 – Evolução em profundidade: a) composição granulométrica; b) teor em água em comparação com os limites de Atterberg, do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). .......................................... 38 Figura 3.3 – Classificação do solo do campo experimental de Massachusetts através da Carta de Plasticidade de Casagrande (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). ..................... 38 Figura 3.4 – Curvas de compressibilidade de amostras colhidas a profundidades diferentes no campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). ... 39 Figura 3.5 – Evolução dos coeficientes de condutividade hidráulica em profundidade (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). ....................................................................................... 40 Figura 3.6 – Evolução da resistência não drenada em profundidade (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). .......................................................................................................... 41 Figura 3.7 – Localização do campo experimental da Quinta do Foja (Coelho, 2000). .................. 42 Figura 3.8 – Variação dos limites de consistência do solo em diferentes estados das aluviões do Baixo Mondego – Quinta do Foja (Coelho, 2000). ......................................................... 44 Figura 3.9 – Características granulométricas, limites de Atterberg e índices físicos das aluviões do Baixo Mondego – Quinta do Foja (Coelho, 2000). ......................................................... 45 xxvi Figura 3.10 – Grau de sobreconsolidação, características de compressibilidade, de permeabilidade e de resistência das aluviões do Baixo Mondego – Quinta do Foja (Coelho, 2000). ..... 47 Figura 3.11 – Planta de localização dos locais estudados no Baixo Vouga. .................................. 49 Figura 3.12 – Localização do campo experimental de Sarapuí (Almeida & Marques, 2003). ...... 55 Figura 3.13 – Perfil geotécnico do local onde foi realizado o aterro experimental I (Ortigão, 1980). .............................................................................................................................. 55 Figura 3.14 – Características físicas e de identificação do depósito de Sarapuí (dados de Ortigão, 1975; Ortigão, 1980; Coutinho, 1976; Duarte, 1977; Collet, 1978; Vieira, 1988; Barbosa, 1990 e Lima, 1993, coletados por Almeida et al., 2005). ................................ 57 Figura 3.15 – Parâmetros de compressibilidade do campo experimental de Sarapuí (dados de Ortigão, 1975; Ortigão, 1980; Coutinho, 1976; Duarte, 1977; Vieira, 1988; Carvalho, 1989; Barbosa, 1990, Lima, 1993 e Bezerra, 1996, coletados por Almeida & Marques, 2003). .............................................................................................................................. 58 Figura 3.16 – Valores médios dos coeficientes de consolidação vertical (cv) e horizontal (ch) obtidos para profundidades entre 5,5 m a 6,0 m e 6,5 m a 7,0 m (dados Coutinho, 1976, retirados de Almeida & Marques, 2003). ....................................................................... 59 Figura 3.17 – Valores médios da resistência não drenada (cu) em profundidade das argilas de Sarapuí (Almeida & Marques, 2003). ............................................................................ 60 Figura 3.18 – Variação da resistência não drenada normalizada, cu/  'vc, com o grau de sobreconsolidação, ROC (Ortigão, 1980). ........................................................................ 61 Figura 3.19 – Trajetória de tensões das argilas de Sarapuí (Costa Filho et al., 1985; Gerscovich et al., 1986). ........................................................................................................................ 62 Figura 3.20 – Trajetória de tensões das argilas de Sarapuí em amostras recolhidas na crosta dessecada (Bressani, 1983; Gerscovich, 1983). .............................................................. 62 Figura 3.21 – Estuário do rio Tamisa. ............................................................................................ 63 Figura 3.22 – Queenborough (Jardine et al., 2003). ...................................................................... 64 Figura 3.23 – Carta geológica do Estuário do rio Tamisa (Marsland, 1986). ................................ 64 Figura 3.24 – Amostras do estuário do rio Tamisa na zona de Queenborough: a) argila siltosa dura; b) argila de consistência mole, plástica, ligeiramente siltosa; c) argila siltosa dura, plástica; d) areia fina com silte (Leroueil et al., 2003). .................................................. 66 Figura 3.25 – Curva granulométrica das amostras colhidas a 3 m de profundidade das argilas de Queenborough (Leroueil et al., 2003) ............................................................................ 67 Figura 3.26 – Subida relativa do nível do mar no Estuário do rio Tamisa em Tilbury (Leroueil et al., 2003). ........................................................................................................................ 68 Figura 3.27 – Variação em profundidade das principais características físicas e de identificação do solo do depósito de Queenborough (Jardine et al., 2003). ............................................. 69 Figura 3.28 – Parâmetros de compressibilidade: a) índice de compressibilidade, Cc; b) índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e) (Jardine et al., 2003). ................................... 70 Figura 3.29 – Curva intrínseca de compressão de amostras em diferentes estados da argila de Queenborough (Smith, 1992). ........................................................................................ 71 Figura 3.30 – Variação do índice de compressibilidade, Cc e do coeficiente de consolidação vertical, cv, em ensaios de consolidação convencionais e curva de compressão intrínseca (Smith, 1992). ................................................................................................................. 72 xxvii Figura 3.31 – Valores da resistência não drenada (cu) em profundidade obtidos em ensaios vane test manual, em solo indeformado e em solo remoldado ou remexido do depósito de Queenborough (Jardine et al., 2003). .............................................................................. 73 Figura 3.32 – Resultados obtidos no ensaio CPTU: a) resistência de ponta, qc; b) resistência lateral, fs; c) razão atrítica, Rf; d) pressão da água nos poros, u (Jardine et al., 2003). ... 74 Figura 3.33 – Localização dos ensaios de campo (Lunne et al., 2003a). ....................................... 76 Figura 3.34 – Evolução em profundidade de: a) percentagem de argila; b) teor em água na comparação com os limites de Atterberg; c) índice de liquidez, dos solos moles presentes no campo experimental de Onsøy (Lunne et al., 2003a). ................................ 77 Figura 3.35 – Evolução em profundidade do: a) teor em sal; b) teor em matéria orgânica, dos solos moles presentes no campo experimental de Onsøy (adaptado de Eide & Berre, 1973). .............................................................................................................................. 78 Figura 3.36 – Classificação do solo através da Carta de Plasticidade de Casagrande (Lunne et al., 2003a). ............................................................................................................................ 79 Figura 3.37 – Valores pontuais do teor em água, densidade das partículas sólidas e peso volúmico em profundidade (Lunne et al., 2003a). .......................................................................... 79 Figura 3.38 – Evolução em profundidade dos valores pontuais da tensão de pré-consolidação (Lunne et al., 2003a). ...................................................................................................... 80 Figura 3.39 – Evolução em profundidade do grau de sobreconsolidação (Lunne et al., 2003a). ... 81 Figura 3.40 – Índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e) consolidação (Lunne et al., 2003a). ............................................................................................................................ 82 Figura 3.41 – Valores pontuais dos coeficientes de consolidação vertical (cv) e horizontal (ch) (Lunne et al., 2003a). ...................................................................................................... 82 Figura 3.42 – Valores da resistência não drenada (cu) em profundidade obtidos em ensaios de corte rotativo in situ (Lunne et al., 2003a). ..................................................................... 84 Figura 3.43 – Valores obtidos para a resistência não drenada derivados dos ensaios SBPT, PCPT, CK0U e de 9 campos experimentais em solo similar (Lacasse et al., 1990). .................. 85 Figura 3.44 – Evolução em profundidade: a) resistência não drenada (cu); b) resistência não drenada normalizada (cu/  ’v0) para as amostras em bloco (Lunne et al., 2003a). ........... 86 Figura 3.45 – Valores sensibilidade (St) em profundidade obtidos em ensaios de corte rotativo in situ (Lunne et al., 2003a). ............................................................................................... 87 Figura 3.46 – Evolução em profundidade do módulo de distorção máximo (Lunne et al., 2003a) 88 CAPÍTULO 4 Figura 4.1 – Variação da composição granulométrica em profundidade: a) fração de argila + silte, areia e cascalho; b) fração de argila, silte, areia e cascalho. ........................................... 94 Figura 4.2 – Composição textural dos solos aluvionares que ocorrem no continente português. .. 95 Figura 4.3 – Variação em profundidade do teor em matéria orgânica (OM): a) resultados pontuais; b) valores médios. ........................................................................................................... 98 Figura 4.4 – Mudança na consistência da argila durante o processo de secagem (Matos Fernandes, 2006). .............................................................................................................................. 99 xxxiv Figura 7.39 – Preparação de amostra intacta em tubo de PVC: a) extração de um troço do tubo amostrador; b) saída do solo pelo topo; c) colocação de tubo de PVC com as caraterísticas geométricas pretendidas para o provete; d) preenchimento dos orifícios existentes no topo; e) fragmento de concha destacado do solo; f) provete finalizado para colocação no congelador (fotografias da autora). ......................................................... 265 Figura 7.40 – Imagens das câmaras triaxiais utilizadas: a) câmara clássica; b) câmara clássica; c) câmara câmara stress path (fotografias da autora). ....................................................... 267 Figura 7.41 – Aspetos da montagem dos ensaios triaxiais nas câmaras clássica: a) amostra colocada no pedestal com drenos laterais de papel de filtro; b) colocação da membrana e anéis de borracha; c) colocação da placa superior; d) pormenor da célula de carga encostada à placa superior (fotografias da autora). ...................................................... 268 Figura 7.42 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 4,3 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................... 272 Figura 7.43 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 16,0 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................... 273 Figura 7.44 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 17,3 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................... 273 Figura 7.45 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 20,2 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................... 274 Figura 7.46 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 22,7 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................... 274 Figura 7.47 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 4,30 m de profundidade. . 276 Figura 7.48 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 16,0 m de profundidade. . 277 Figura 7.49 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 17,3 m de profundidade. . 278 Figura 7.50 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 20,2 m e 22,7 m de profundidade. ................................................................................................................ 279 Figura 7.51 – Envolventes de rotura nos ensaios triaxiais de compressão realizados sobre amostras recolhidas a 4,3, 16,0, 17,3, 20,2 e 22,7 m de profundidade. ....................................... 281 Figura 7.52 – Resistência não drenada em profundidade para o conjunto de resultados de ensaios de compressão triaxial. ................................................................................................. 282 xxxv Figura 7.53 – Evolução da resistência não drenada (a) e da razão desta pela tensão efetiva de consolidação do ensaio (b) em função da tensão de consolidação do ensaio de compressão triaxial. ...................................................................................................... 283 Figura 7.54 – Relação entre a razão cu /  ’c e o parâmetro Af de Skempton para o conjunto de resultados de ensaios de compressão triaxial. ............................................................... 284 Figura 7.55 – Valores teóricos e valores experimentais da resistência não drenada em ensaios de compressão triaxial. ...................................................................................................... 285 Figura 7.56 – Representação da linha dos estados críticos (LEC): a) no plano (  ’,  ); b) no plano (  ’, e); c) no plano (log  ’, e) (Maranha das Neves, 2013).. ......................................... 286 Figura 7.57 – Representação da linha dos estados críticos (LEC): a) no plano (q, p’); b) no plano (  , p’); c) no plano (  , lnp’) (Maranha das Neves, 2013) ............................................. 287 Figura 7.58 – Representação das linhas do estado crítico (LEC), de compressão normal (LCN) e compressão normal anisotrópica (LCNA): a) no plano (q, p’); b) no plano (  , p’) (Atkinson et al., 1978).. ................................................................................................ 289 Figura 7.59 – Trajetória de tensões durante o corte obtida nos ensaios triaxiais: a) no plano (q,  a); b) no plano (p’,q).. ........................................................................................................ 290 Figura 7.60 – Trajetória de tensões e linhas dos estados críticos (LEC) e compressão normal (LCNA) obtida a partir dos ensaios triaxiais: a) no plano (q,  a); b) no plano (p’,q); c) no plano (  lnp’); d) no plano (  p’) ................................................................................ 291 Figura 7.61 – Normalização da LEC e da LNCA em relação a p’c. ............................................. 292 Figura 7.62 – Resultados dos ensaios de extensão triaxial: a) tensão de desvio (  1-  3) vs extensão axial (  a); b) obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a). ....................................................................................................................................... 293 Figura 7.63 – Excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a) obtidos nos ensaios de extensão triaxial. ........................................................................................................... 293 Figura 7.64 – Trajetórias de tensões efetivas no espaço s’, t em ensaios de extensão triaxial. .... 294 Figura 7.65 – Variação da resistência não drenada: a) em profundidade; b) com a tensão efetiva de consolidação do ensaio, em ensaios de extensão triaxial. ............................................. 295 Figura 7.66 – Relação entre a razão cu /  ’c e o parâmetro Af de Skempton para os resultados de ensaios de extensão triaxial . ......................................................................................... 296 Figura 7.67 – Valores teóricos e valores experimentais da resistência não drenada em ensaios de compressão triaxial. ...................................................................................................... 297 Figura 7.68 – Valores de cu /  ’v0 de argilas normalmente consolidadas a partir de ensaios triaxiais de compressão e de extensão e de ensaios de corte direto simples coligidos por Ladd (1991) e confronto com resultados deste trabalho. ....................................................... 299 CAPÍTULO 8 Figura 8.1 – Planta do Campo Experimental com a localização relativa dos ensaios realizados (fotografia da autora). ................................................................................................... 304 Figura 8.2 – Equipamento necessário para a realização do ensaio DMT: a) sistema de cravação; b) unidade de controlo de pressão, cabo elétrico e unidade de pressão; c) trem de varas; d) unidade de controlo de pressão; e) lâmina dilatométrica (fotografias da autora). ........ 305 xxxvi Figura 8.3 – Resultados obtidos no ensaio DMT: a) índice do material; b) módulo dilatométrico; c) índice de tensão horizontal. ...................................................................................... 307 Figura 8.4 – Classificação do solo com base no índice do material (IDMT). .............................. 308 Figura 8.5 – Classificação do solo e estimativa de  /  w com base no índice do matéria e no módulo dilatométrico (adaptado de Marchetti e Crapps, 1981). ............................................... 309 Figura 8.6 – Evolução em profundidade do peso volúmico do solo estimado a partir do ensaio DMT (equação 8.7). ..................................................................................................... 310 Figura 8.7 – Evolução em profundidade do: a) índice de tensão horizontal; b) coeficiente de impulso em repouso obtido a partir do índice de tensão horizontal. ............................ 311 Figura 8.8 – Evolução em profundidade do grau de sobreconsolidação obtido a partir dos resultados do DMT. ...................................................................................................... 313 Figura 8.9 – Evolução em profundidade da: a) resistência não drenada obtida a partir dos resultados do DMT; b) razão da resistência não drenada pela tensão efetiva vertical de repouso. ........................................................................................................................ 314 Figura 8.10 – Evolução em profundidade do módulo de distorção elástico obtido a partir dos resultados do DMT. ...................................................................................................... 315 Figura 8.11 – Evolução em profundidade do módulo de deformabilidade confinado obtido a partir dos resultados do DMT (equação 8.18). ....................................................................... 317 Figura 8.12 – Evolução em profundidade do intervalo de variação do ângulo de resistência ao corte obtido a partir dos resultados do DMT (equações 8.24 e 8.25). .......................... 318 Figura 8.13 – Equipamento necessário para a realização do ensaio SCPTU: a) sistema de cravação; b) piezocone; c) saturação do filtro anelar; d) trem de varas; e) martelo e placa de madeira com tiras de aço; f) sistema de aquisição de resultados (fotografias da autora). .......................................................................................................................... 320 Figura 8.14 – Valores obtidos nos ensaios SCPTU1 e SCPTU2: a) resistência total de ponta; b) resistência lateral; c) razão atrítica; d) pressão na água dos poros. .............................. 321 Figura 8.15 – Curvas de dissipação. ............................................................................................ 321 Figura 8.16 – Registos sísmicos obtidos às profundidades de 5 m e 6 m. ................................... 322 Figura 8.17 – Carta de classificação do solo a partir do critério de Robertson (1990): a) SCPTU1; b) SCPTU2. .................................................................................................................. 323 Figura 8.18 – Perfis geotécnicos de classificação do solo em profundidade segundo o critério de Robertson (1990): a) SCPTU1; b)SCPTU2. ................................................................. 324 Figura 8.19 – Carta de classificação do solo a partir do: a) SCPTU1; b) SCPTU2 (adaptado de Eslami & Fellenius, 1997). ........................................................................................... 326 Figura 8.20 – Perfis geotécnicos de classificação do solo em profundidade segundo o critério de Eslami & Fellenius (1997): a) SCPTU1; b) SCPTU2. ................................................. 327 Figura 8.21 – Perfis geotécnicos de classificação do solo em profundidade: a) SCPTU1, Robertson (1990); b) SCPTU1, Eslami & Fellenius (1997); c) SCPTU2, Robertson (1990); b) SCPTU2, Eslami & Fellenius (1997). ......................................................... 328 Figura 8.22 – Evolução em profundidade do coeficiente de impulso em repouso a partir dos resultados do CPTU: a) SCPTU1; b) SCPTU2. ........................................................... 329 Figura 8.23 – Evolução em profundidade do grau de sobreconsolidação a partir dos resultados do CPTU: a) SCPTU1; b) SCPTU2. ................................................................................. 331 xxxvii Figura 8.24 – Evolução em profundidade da resistência não drenada obtida através dos resultados dos ensaios CPTU: a) SCPTU1: 2 - 4 m; b) SCPTU2: 2-4 m; c) SCPTU1: 15-22 m; d) SCPTU2:15-22 m. ......................................................................................................... 332 Figura 8.25 – Geração de ondas de sísmica de corte (fotografia da autora). ................................ 333 Figura 8.26 – Método da inversão da polaridade aplicado à avaliação da velocidade de propagação da onda de corte no ensaio SCPTU2. ............................................................................ 335 Figura 8.27 – Resultados dos sinais sísmicos filtrados, obtidos pelo método da inversão da polaridade no ensaio SCPTU2. ..................................................................................... 335 Figura 8.28 – Velocidade de propagação das ondas de corte, avaliadas pelo método da inversão da polaridade no ensaio SCPTU2 ...................................................................................... 336 Figura 8.29 – Registos sísmicos obtidos às profundidades de 5 m e 6 m. .................................... 337 Figura 8.30 – Parâmetros de tratamento do registo sísmico SCPTU2 obtido à profundidade de 5 m a utilizar na correlação-cruzada: a) campo de filtragem (F1 a F2); b) campo de velocidades (T1 a T2). .................................................................................................. 337 Figura 8.31 – Parâmetros de tratamento do registo sísmico SCPTU2 obtido à profundidade de 6 m a utilizar na correlação-cruzada: a) campo de filtragem (F1 a F2); b) campo de velocidades (T1 a T2). .................................................................................................. 338 Figura 8.32 – Registos sísmicos filtrados à profundidade: a) 5 m; b) 6 m. .................................. 338 Figura 8.33 – Função de correlação cruzada dos sinais sísmicos obtidos às profundidades de 14 -15 m. ....................................................................................................................... 339 Figura 8.34 – SCPTU1, variação em profundidade: a) campo de velocidades Vs; b) resistência do cone, qc. ......................................................................................................................... 340 Figura 8.35 – SCPTU2, variação em profundidade: a) campo de velocidades Vs; b) resistência do cone, qc. ......................................................................................................................... 340 Figura 8.36 – Evolução em profundidade do módulo de distorção elástico obtido a partir do ensaio do cone-sísmico. ............................................................................................................ 341 Figura 8.37 – Evolução em profundidade do módulo de distorção elástico obtido a partir dos resultados do CPTU. ..................................................................................................... 342 Figura 8.38 – Curvas normalizadas nos ensaios de dissipação realizados com o CPTU. ............ 343 Figura 8.39 – Determinação de t50. ............................................................................................... 346 Figura 8.40 – Coeficiente de consolidação horizontal em função de t50. ..................................... 347 Figura 8.41 – Coeficiente de permeabilidade na direção horizontal em função de t50. ................ 349 Figura 8.42 – Linhas de contorno associadas ao índice de comportamento, Ic (Robertson, 2009). ....................................................................................................................................... 351 Figura 8.43 – Linhas de contorno associadas ao parâmetro n (Robertson, 2009). ....................... 351 Figura 8.44 – Perfis geotécnicos de classificação do solo em profundidade segundo Robertson (2009): a) SCPTU1; b) SCPTU2. ................................................................................. 352 Figura 8.45 – Evolução em profundidade do grau de sobreconsolidação obtido a partir dos resultados do CPTU (equação 8.50). ............................................................................. 353 Figura 8.46 – Evolução em profundidade de: a) Nkt de acordo com a equação 8.52; b) cu de acordo com a equação 8.51. ...................................................................................................... 355 xxxviii Figura 8.47 – Evolução em profundidade da razão cu /  ’v0 obtida a partir dos resultados do CPTU. ...................................................................................................................................... 356 Figura 8.48 – Evolução em profundidade do módulo de distorção elástico obtida a partir dos resultados do CPTU (equação 8.54). ............................................................................ 357 Figura 8.49 – Evolução em profundidade do módulo de deformabilidade confinado obtido a partir dos resultados do CPTU (equação 8.57). ..................................................................... 358 Figura 8.50 – Evolução em profundidade do ângulo de resistência ao corte obtido a partir dos resultados do CPTU (equação 8.59). ............................................................................ 359 Figura 8.51 – Ensaio de corte rotativo in situ (field vane test): a) equipamento GEONOR H10 durante a realização do ensaio; b) unidade de medição do torque; c) molinete e invólucro protetor (fotografias da autora)..................................................................... 361 Figura 8.52 – Diagramas do momento torsor versus ângulo de rotação na sondagem S1 às profundidades: a) 15,05 m; b) 18,75 m. ....................................................................... 362 Figura 8.53 – Diagramas do momento torsor versus ângulo de rotação na sondagem S1A às profundidades: a) 3,65 m; b) 15,55 m; c) 17,55; d) 18,55m. ........................................ 363 CAPÍTULO 9 Figura 9.1 - Variação em profundidade do peso volúmico determinado em laboratório e através da correlação proposta por Mayne et al (2001). ................................................................ 367 Figura 9.2 - Comparação entre os valores de  obtidos em laboratório e através do DMT. ........ 368 Figura 9.3 - Comparação entre os valores de K0 obtidos através de ensaios de campo: DMT e CPTU. ........................................................................................................................... 370 Figura 9.4 - Comparação entre os valores de ROC obtidos através de ensaios laboratoriais e de campo. .......................................................................................................................... 372 Figura 9.5 - Evolução em profundidade da resistência não drenada obtida através de ensaios laboratoriais e de campo. .............................................................................................. 373 Figura 9.6 - a) Razão entre a resistência não drenada obtida nos ensaios triaxiais pela tensão efetiva de consolidação do ensaio versus tensão efetiva de consolidação do ensaio; b) razão entre a resistência não drenada obtida nos ensaios de campo pela tensão efetiva vertical de repouso versus profundidade. ..................................................................... 374 Figura 9.7 - Evolução em profundidade do ângulo de resistência ao corte em tensões efetivas através de ensaios laboratoriais e de campo. ................................................................ 375 Figura 9.8 - Evolução em profundidade do módulo de distorção elástico obtido através de ensaios laboratoriais e de campo. .............................................................................................. 377 Figura 9.9 - Evolução em profundidade do módulo de deformabilidade confinado obtido através de ensaios laboratoriais e de campo. ............................................................................ 378 Figura 9.10 - Evolução em profundidade do coeficiente de consolidação, cv, obtido através de ensaios laboratoriais e de campo. ................................................................................. 380 CAPÍTULO 10 Figura 10.1 - Banda para distribuição granulométrica dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal......................................................................................................................... 383 xxxix Figura 10.2 - Banda para distribuição granulométrica dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal. ........................................................................................................................ 385 Figura 10.3 – Variação em profundidade da atividade da fração argilosa (At) para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal. ................................................................................. 386 Figura 10.4 – Variação em profundidade: a) teor em água, w; b) peso volúmico,  ; e) índice de vazios, e, para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal. ....................................... 387 Figura 10.5 – Variação em profundidade do teor em água na comparação com os limites de liquidez e plasticidade para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal. .................. 388 Figura 10.6 – Variação em profundidade: a) tensão efetiva e tensão de pré-consolidação; b) grau de sobreconsolidação, para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal. .................. 389 Figura 10.7 – Envolvente de rotura para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal em ensaios triaxiais de compressão. ................................................................................................ 391 Figura 10.8 – Limites para a resistência não drenada obtida através de ensaios de extensão triaxial para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal: a) CIU; b) CAU e CK0U. .............. 392 Figura 10.9 – Evolução em profundidade da razão cu/  ’vo para os aluviões silto-argilosos moles de Portugal: a) triaxiais de compressão; b) DMT; c) FVT. ................................................ 394 ANEXO A5.1 Figura A5.1.1 – Definição das grandezas para obtenção da curva de aproximação: pontos considerados, distância entre os pontos considerados e declive entre os troços do diagrama de ensaio. ....................................................................................................... 399 Figura A5.1.2 - Polinómio de 7º grau de aproximação à linha poligonal que une os pontos retirados do ensaio edométrico: escala logarítmica de  ´v ............................................ 401 Figura A5.1.3 - Localização do ponto de máxima curvatura na curva retirada do ensaio edométrico ..................................................................................................................... 402 ANEXO A5.2 Figura A5.2.1 – Caixa-de-bigodes ................................................................................................ 408 xl xli ÍNDICE DE QUADROS CAPÍTULO 1 Quadro 1.1– Algumas das principais obras realizadas em Portugal sobre depósitos de solos moles ........................................................................................................................................... 3 CAPÍTULO 2 Quadro 2.1 – Efeitos qualitativos dos processos pós-deposicionais nas propriedades geotécnicas de argilas marinhas (Brenner et al., 1981, retirado de Coelho, 2000) ............................. 32 CAPÍTULO 3 Quadro 3.1 – Algumas ocorrências no mundo ............................................................................... 34 Quadro 3.2 – Composição granulométrica do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) ................................................................... 37 Quadro 3.3 – Índices físicos e de identificação do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) ................................................................... 37 Quadro 3.4 – Parâmetros de resistência (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) ................... 40 Quadro 3.5 – Composição granulométrica dos solos aluvionares do Baixo Vouga ....................... 50 Quadro 3.6 – Limites de Atterberg e índice de plasticidade para diferentes estados dos solos aluvionares do Baixo Vouga ........................................................................................... 51 Quadro 3.7 – Índices físicos dos solos aluvionares do Baixo Vouga ............................................. 52 Quadro 3.8 – Parâmetros de compressibilidade dos solos aluvionares do Baixo Vouga ............... 52 Quadro 3.9 – Parâmetros mecânicos obtidos para a zona do Esteiro de S. Pedro (Bonito, 2008) . 54 Quadro 3.10 – Parâmetros mecânicos obtidos para a zona de TIRTIFE (Bonito, 2008) ............... 54 Quadro 3.11 – Composição mineralógica das argilas da Ilha Sheppey (Burnett & Fookes, 1974) 67 Quadro 3.12 – Comparação entre as características físicas e de identificação de amostras colhidas a uma profundidade aproximada de 3 m no estado natural, reconstituídas com os valores médios assumidos para a Argila de Londres (Jardine et al., 2003) ................................. 74 Quadro 3.13 – Descrição sumária dos ensaios de campo e de laboratório realizados no campo experimental de Onsøy (Lunne et al., 2003a) ................................................................. 75 Quadro 3.14 – Intervalo de valores de alguns parâmetros de identificação para diversos solos .... 89 Quadro 3.15 – Intervalo de valores de alguns índices físicos para diversos solos ......................... 89 Quadro 3.16 – Intervalo de valores de alguns parâmetros de consolidação, compressibilidade e estado de tensão para diversos solos ............................................................................... 90 Quadro 3.17 – Intervalo de valores de alguns parâmetros de resistência para diversos solos ........ 90 CAPÍTULO 4 Quadro 4.1 – Aspetos relevantes contempladas na base de dados ................................................. 92 Quadro 4.2 – Classificação granulométrica (LNEC E196 – 1966) ................................................ 93 xlii Quadro 4.3 – Valores estatísticos e extremos do teor em matéria orgânica (OM) ......................... 97 Quadro 4.4 – Limites de Atterberg de minerais de argila (Mitchell, 1976) ................................... 99 Quadro 4.5 – Classificação das argilas quanto à plasticidade (Head, 1980) ................................ 100 Quadro 4.6 – Valores estatísticos e extremos do limite de liquidez (wL) ..................................... 100 Quadro 4.7 – Valores estatísticos e extremos do limite de liquidez (wL) com diversas restrições102 Quadro 4.8 – Valores estatísticos e extremos do limite de plasticidade (wP) .............................. 104 Quadro 4.9 – Valores estatísticos e extremos do limite de plasticidade (wP) com diversas restrições ....................................................................................................................... 105 Quadro 4.10 – Valores estatísticos e extremos do índice de plasticidade (IP) ............................. 107 Quadro 4.11 – Valores estatísticos e extremos da Atividade (At) ................................................ 109 Quadro 4.12 – Valores estatísticos e extremos do teor em água (w) ........................................... 111 Quadro 4.13 – Valores estatísticos e extremos do teor em água (w) com diversas restrições ..... 113 Quadro 4.14 – Classificação dos solos argilosos quanto à consistência (Matos Fernandes, 2006) ...................................................................................................................................... 115 Quadro 4.15 – Valores estatísticos e extremos do índice de consistência (IC) e do índice de liquidez (IL) ................................................................................................................... 116 Quadro 4.16 – Valores estatísticos e extremos do peso volúmico (  ) .......................................... 118 Quadro 4.17 – Valores estatísticos e extremos do peso volúmico (  ) com diversas restrições ... 119 Quadro 4.18 – Valores da densidade das partículas sólidas (adaptado de Bowles, 1996) ........... 120 Quadro 4.19 – Valores estatísticos e extremos da densidade das partículas sólidas (Gs) ............ 120 Quadro 4.20 – Valores estatísticos e extremos da densidade das partículas solidas (Gs) com diversas restrições ......................................................................................................... 121 Quadro 4.21 – Valores estatísticos e extremos do índice de vazios (e) ....................................... 121 Quadro 4.22 – Valores estatísticos e extremos do grau de saturação (Sr) .................................... 122 CAPÍTULO 5 Quadro 5.1 – Valores estatísticos e extremos do índice de compressibilidade, Cc, e da razão Cc/(1+e) ........................................................................................................................ 135 Quadro 5.2 – Classificação dos solos quanto à compressibilidade secundária (Mesri, 1973) ..... 140 Quadro 5.3 –Valores de C/Cc para diferentes tipos de solos (Mesri, 2001) ............................... 141 Quadro 5.4 – Relações empíricas de Cc com o limite de liquidez, wL, retiradas da bibliografia . 145 Quadro 5.5 – Relações empíricas de Cc com o teor em água, w, retiradas da bibliografia .......... 146 Quadro 5.6 – Relações empíricas de Cc com o índice de vazios, e, retiradas da bibliografia ...... 147 Quadro 5.7 – Relações empíricas de Cc com o índice de plasticidade, IP, retiradas da bibliografia ...................................................................................................................................... 148 Quadro 5.8 – Relações empíricas de Cc com vários parâmetros físico e (ou) de identificação do solo retiradas da bibliografia ........................................................................................ 148 Quadro 5.9 – Relações empíricas de Cr com vários parâmetros físico e (ou) de identificação do solo retiradas da bibliografia ........................................................................................ 149 xliii Quadro 5.10 – Relações empíricas de C  com parâmetros físico e de compressibilidade do solo retiradas da bibliografia ................................................................................................ 149 Quadro 5.11 – Estatística descritiva das variáveis wL, wP, IP, w, Gs, e, Cc, Cr e Cc/(1+e) ............ 151 Quadro 5.12 – Estatística descritiva das variáveis wL, wP, IP, w, Gs, e, Cc, Cr e Cc/(1+e) para 95 % < Sr < 105 % .................................................................................................................. 152 Quadro 5.13 – Estatística descritiva das variáveis wL, wP, IP, w, Gs, e, Cc, Cr e Cc/(1+e) para e > 1,0 .................................................................................................................................. 153 Quadro 5.14 – Estatística descritiva das variáveis wL, wP, IP, w, Gs, e, Cc, Cr e Cc/(1+e) para e > 1,5 .................................................................................................................................. 154 Quadro 5.15 – Estatística descritiva das variáveis wL, wP, IP, w, Gs, e, Cc, Cr e Cc/(1+e) para e > 2,0 .................................................................................................................................. 155 Quadro 5.16 – Valores do coeficiente de correlação de Pearson entre alguns pares de variáveis 158 Quadro 5.17 – Resumo dos modelos de regressão analisados para a estimativa de Cc e de Cr .... 161 Quadro 5.18 – Sumário dos modelos de regressão linear ajustados para a estimativa de Cc e de Cr ....................................................................................................................................... 162 Quadro 5.19 – Sumário dos modelos de regressão linear ajustados para a estimativa de Cc e de Cr considerando 95% < Sr < 105% .................................................................................... 166 Quadro 5.20 – Sumário dos modelos de regressão linear ajustados para diferentes valores de índice de vazios ............................................................................................................. 169 Quadro 5.21 – Estatística descritiva das variáveis C  , C  /(1+e) e C  /Cc ..................................... 173 Quadro 5.22 – Valores do coeficiente de correlação de Pearson entre alguns pares de variáveis 174 Quadro 5.23 – Sumário dos modelos de regressão linear ajustados ............................................. 175 CAPÍTULO 6 Quadro 6.1 - Resultados obtidos para a coesão efetiva e o ângulo de resistência ao corte em ensaios triaxiais de compressão e agrupados para diferentes ROC ensaio ..................................... 186 Quadro 6.2 – Valores de Nkt obtidos através dos ensaios DMT e FVT para diversas profundidades ...................................................................................................................................................... 205 CAPÍTULO 7 Quadro 7.1 - Unidades litoestratigráficas Meso-Cenozóicas definidas na Bacia de Aveiro (Rocha, 1993) ............................................................................................................................. 214 Quadro 7.2 – Descrição litológica baseada na análise macroscópica efetuada pela autora .......... 217 Quadro 7.3 – Profundidade a que foram recolhidas as amostras intactas..................................... 219 Quadro 7.4 – Profundidade a que foram recolhidas as amostras intactas..................................... 223 Quadro 7.5 – Resultados dos Limites de Atterberg e do índice de plasticidade sobre amostras recolhidas no campo experimental ................................................................................ 224 Quadro 7.6 – Resultados dos Limites de Atterberg e do índice de plasticidade sobre amostras recolhidas no campo experimental ................................................................................ 231 l 1 1 INTRODUÇÃO 1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS Nas últimas décadas o território nacional tem-se caracterizado pela persistência e, até, pelo agravamento, de disparidades consideráveis nas dinâmicas populacionais. Tem-se verificado uma migração das populações do interior para o litoral, o que conduziu a um aumento significativo da densificação nas áreas litorais urbanas. A polarização do território em termos de crescimento populacional tem causado graves problemas, que constituem, por sua vez, um desafio para a Engenharia Civil, uma vez que o crescimento, muitas vezes desordenado, das grandes e médias cidades torna cada vez mais inevitável o aproveitamento de áreas muitas vezes formadas por vales aluvionares, cujos subsolos são constituídos por materiais silto-argilosos de baixa resistência, elevada compressibilidade e comportamento diferido no tempo. A Figura 1.1 evidencia este facto, mostrando a coincidência entre os locais de maior densidade populacional e a ocorrência de depósitos de solos moles. Desta forma, formações silto-argilosas brandas formam materiais de fundação suportando infraestruturas de grande importância, como portos, plataformas logísticas, unidades industriais, ferrovias, estradas, pontes, estações de tratamento de águas residuais e, até, empreendimentos imobiliários. No Quadro 1.1 e na Figura 1.2 estão referenciadas e localizadas algumas das principais obras executadas nas últimas décadas sobre depósitos de solos moles no continente português. Capítulo 1 2 Estes solos caracterizam-se pela muito elevada compressibilidade, pela reduzida resistência ao corte e pelo comportamento diferido no tempo. Este conjunto de características comportamentais acarreta dificuldades consideráveis à construção sobre tais solos. Para a realização dessas construções é naturalmente necessário estimar parâmetros geotécnicos, nomeadamente os parâmetros de resistência e de compressibilidade. Na posse destes parâmetros, o projetista pode estudar as soluções mais convenientes disponíveis na engenharia geotécnica ou optar por soluções alternativas, por exemplo, no caso das obras viárias, a construção de viadutos muitas vezes com vantagem no custo final da obra ou no impacto ambiental resultante. a) b) Figura 1.1 - Comparação entre a densidade populacional e localização dos depósitos de solos moles em Portugal Continental: a) densidade populacional (INE-CENSOS2011); b) principais depósitos de solos moles. Total de indivíduos: 23 040 – 260 405 8 965 – 23 040 4 538 – 8 965 2 465 – 4 538 253 – 2 465 sem dados Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 3 Quadro 1.1– Algumas das principais obras realizadas em Portugal sobre depósitos de solos moles 1. Acessos à Ponte Internacional de Valença 40. Italagro – Indústria de Transformação de Produtos Alimentares, S. A. no Carregado 2. Acessos à Ponte de Viana do Castelo 41. Plataforma Logística Lisboa - Norte 3. A11 / IC14, lanço Esposende - Braga 42. Estação elevatória de esgotos de Castanheira do Ribatejo 4. IC5 / A7, Fafe 43. Projeto de rega e drenagem da Lezíria Grande de Vila Franca de Xira 5. Porto de mar da Póvoa do Varzim 44. E.T.A.R. de Vila Franca de Xira 6. Porto de Leixões 45. Ponte Marechal Carmona em Vila Franca de Xira sobre o rio Tejo 7. Ampliação do terminal de contentores do Porto de Leixões 46. Cimianto – Projeto de selagem da lixeira em Vila Franca de Xira 8. Dique de proteção contra as marés (Baixo Vouga Lagunar) 47. Quinta das Drogas e da Vardelha em Alverca do Ribatejo 9. IP5, troço Aveiro – Albergaria 48. E.T.A.R. de Alverca do Ribatejo 10. IC1, troço Angeja - Estarreja 49. Variante à E.N.10, troço Alverca – EXPO 98 11. Sistema Multimunicipal de Saneamento da Ria de Aveiro 50. Valorsul: Central de Tratamento de Resíduos Sólidos Urbanos 12. Portucel Cacia – Central Termoelétrica a Biomassa 51. E.T.A.R. de S. João da Talha 13. Linha do Norte, troço Quintas - Ovar 52. Terminal Ferroviário de Bobadela em Sacavém 14. Ramal Ferroviário do Porto de Aveiro 53. Parque do Oriente de Bobadela 15. E.N. 235 – 335, troço Aveiro - Mamodeiro 54. Aterro Sanitário de Beirolas 16. Escola Básica dos 2º e 3º Ciclos de Pedrulha 55. Obras da EXPO 98 17. A1, lanço Coimbra - Condeixa 56. Marina do Parque das Nações 18. IC2, lanço Coimbra – Sargento-Mor 57. Ponte Vasco da Gama sobre o rio Tejo 19. Acessos à Ponte de Santa Clara sobre o rio Mondego, em Coimbra 58. Ponte sobre a Ribeira das Enguias sobre o rio Tejo 20. Ponte Pedro e Inês sobre o rio Mondego, em Coimbra 59. Extensão da rede do Metropolitano de Lisboa entre o Rossio e o Cais do Sodré 21. Aproveitamento hidroagrícola do Baixo Mondego 60. Terminal de passageiros da Doca do Jardim do Tabaco 22. Ponte Europa sobre o rio Mondego em Coimbra 61. Extensão da rede do Metropolitano de Lisboa entre o Chiado e Santa Apolónia 23. IP3, troço Figueira da Foz – S. t a Eulália 62. Porto de Lisboa 24. Linha do Norte, troço Alfarelos - Soure 63. Extensão da Fábrica do Seixal da Siderurgia Nacional 25. Aproveitamento hidroagrícola do Vale do Lis: reabilitação dos açudes das Saladas 64. E.T.A.R. do Seixal 26. Subsistema Carreira do Sistema de Saneamento do Lis 65. Variante Ferroviária de Alcácer do Sal 27. Aproveitamento hidroagrícola do Vale do Lis: reabilitação dos açudes de Arrabalde 66. Ponte de Alcácer do Sal sobre o rio Sado 28. E.T.A.R. de Alcobaça 67. Linha do Sul, variante entre a Estação do Pinheiro e o km 94 da Linha do Sul 29. A8, troço Caldas da Rainha – Valado de Frades 68. Terminal do Carvão de Sines 30. IP6 / IC1, troço Peniche – Caldas da Rainha 69. Linha do Sul, troço Ermidas - Funcheira 31. Linha do Norte, troço Setil - Entroncamento 70. E.N. 125, variante de Portimão, com Ponte sobre o rio Arade 32. Ponte Salgueiro Maia em Santarém sobre o rio Tejo 71. Obras da Expo Arade, Portimão 33. Linha do Norte, troço Azambuja – Vale de Santarém 72. Doca de Olhão 34. A1, troços Vila Franca de Xira – Carregado e Carregado – Aveiras de Cima 73. Porto de Mar de Olhão 35. E.T.A.R. da Azambuja 74. Ponte do rio Gilão em Tavira 36. Plataforma Logística da Azambuja 75. Projeto turístico “Verdelago”, em Faro 37. A10, Ponte da Lezíria sobre o rio Tejo 76. ” E.T.A.R. de Vila Real de Santo António 38. Central Termoeléctrica do Ribatejo no Carregado 77. Ponte Internacional de Vila Real de Santo António sobre o rio Guadiana 39. A10, troço Carregado - Benavente Capítulo 1 4 a) ZONA 4 ZONA 5 ZONA 6 ZONA 7 ZONA 1 ZONA 2 ZONA 3 ZONA 8 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 5 b) c) d) e) f) g) h) i) Figura 1.2 - Algumas das principais obras realizadas em Portugal sobre depósitos de solos moles: a) vista geral; b) Zona 1; c) Zona 2; d) Zona 3; e) Zona 4; f) Zona 5; g) Zona 6; h) Zona 7; i) Zona 8 Capítulo 1 6 1.2 OBJETIVOS DO TRABALHO As formações silto-argilosas moles ocorrentes nos vales aluvionares do continente Português são extremamente relevantes, através do seu comportamento mecânico e hidráulico, para a conceção, o projeto e a construção das mais diversas estruturas de engenharia civil, como estradas, viasférreas, pontes, túneis, escavações, etc. Nas últimas décadas foram construídas nessas formações numerosas obras de grande importância económica e social e considerável complexidade técnica, que implicaram estudos de caracterização geotécnica dos terrenos interessados, que na maioria dos casos incluem as referidas formações argilosas. Apesar do grande acervo de resultados experimentais de caracterização daqueles solos, está por realizar um tratamento do conjunto dos dados mais significativos com as ferramentas teóricas e metodológicas da moderna Mecânica dos Solos. Este aspeto é tanto mais importante quanto é escassa a bibliografia técnico-científica existente sobre aqueles solos portugueses. Acerca de solos silto-argilosos moles, com relevância para as construções, existentes noutras cidades e locais de países desenvolvidos, há tipicamente um conhecimento apurado de questões como: i) a gama típica das características físicas básicas e de identificação; ii) o grau de sobreconsolidação e a sua evolução em profundidade; iii) o estado de tensão inicial e a sua variação em profundidade; iv) a resistência não drenada e os parâmetros de resistência efetivos; v) a rigidez e a sua dependência em relação ao nível de deformação; vi) correlações simplificadas entre resultados de ensaios de campo e parâmetros mecânicos; vi) critérios claros de interpretação de certos ensaios de campo de modo a obter estimativas fiáveis de parâmetros mecânicos e do coeficiente de impulso em repouso; vii) metodologias recomendadas para amostragem indeformada. Como foi referido, questões como as enunciadas são passíveis de respostas razoavelmente satisfatórias desde que haja resultados experimentais adequadamente obtidos – e isso é manifesto que existe, em particular, digamos, nas últimas décadas – e naturalmente conhecimento de ferramentas teóricas e metodológicas para tratamento, cruzamento e interpretação de resultados. É objetivo deste trabalho, com base nos resultados disponíveis das campanhas de ensaios realizadas no âmbito de algumas obras relevantes em Portugal e, ainda, de um campo experimental desenvolvido para o efeito, estabelecer uma caracterização das tendências essenciais do comportamento mecânico (resistência, rigidez e estado de tensão inicial) das formações silto-argilosas moles que ocorrem no continente português. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 7 Este trabalho poderá permitir um salto qualitativo no conhecimento destes solos, contribuindo para melhorar a qualidade dos projetos e obras em que os solos em causa sejam relevantes. 1.3 ORGANIZAÇÃO EM CAPÍTULOS Com o propósito de alcançar os objetivos acima enunciados, a apresentação escrita foi organizada em dez capítulos, sendo no presente capítulo apresentado o âmbito e objetivos, enfatizando a sua relevância no contexto geotécnico atual. No Capítulo 2 é apresentada uma revisão bibliográfica que procurou compreender assuntos como a geologia dos solos moles. No Capítulo 3 é efetuada uma descrição, sob uma perspetiva geotécnica, das características gerais dos principais depósitos ocorrentes em Portugal e noutros países onde têm sido desenvolvidos estudos aprofundados sobre estes solos. Nesta fase, são resumidas as principais características físicas e mecânicas procurando-se encontrar tendências bem definidas ou não para estes parâmetros. Os capítulos 4, 5 e 6 visam uma descrição pormenorizada dos parâmetros físicos e mecânicos dos solos moles ocorrentes exclusivamente no continente português, apresentando, tratando e comentando os resultados de ensaios recolhidos junto de empresas da área da Geotecnia. A partir desses resultados será elaborada uma base de dados com o objetivo de avaliar os parâmetros de compressibilidade e de consolidação através de modelos de regressão propostos pela autora. Os capítulos 7, 8 e 9 são dedicados à caraterização geotécnica do campo experimental desenvolvido no âmbito do presente trabalho, sendo feita no capítulo 7 uma breve descrição geográfica, histórica e geológica do local; neste capítulo são também descritos, tratados e comentados os resultados dos ensaios laboratoriais efetuados. No capítulo 8 é seguida a mesma metodologia aplicada aos ensaios de campo. No capítulo 9 é efetuada a comparação entre os resultados obtidos nos ensaios de laboratório e nos ensaios de campo. São também aplicados os modelos de regressão desenvolvidos pela autora nos capítulos 5 e 6, para os solos moles portugueses em geral, aos resultados obtidos nos ensaios de laboratório e de campo no sentido de averiguar a adequação dos mesmos ao local estudado. Por último, o Capítulo 10 apresenta uma proposta de parametrização dos aluviões silto-argilosos moles de Portugal e sugere alguns aspetos a considerar em futuras abordagens a este tema, como resultado da experiência adquirida ao longo deste trabalho. Capítulo 1 8 9 2 GEOLOGIA DOS SOLOS MOLES 2.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS O presente capítulo consiste numa revisão de alguns assuntos relacionados com a geologia dos solos moles, procurando fazer o enquadramento geológico destes solos para relacionar a localização, as propriedades físicas e o comportamento mecânico com a génese e a história geológica dos mesmos. Do ponto de vista geológico, os solos moles são de origem recente, correspondendo à época holocénica (período quaternário), em que os sedimentos foram depositados após o último período de glaciação, encerrado há cerca de 10 mil anos. Encontram-se num estado normalmente consolidado ou ligeiramente sobreconsolidado, com exceção das zonas superficiais, devido ao processo de dessecação decorrente da oscilação do nível freático. Os depósitos moles são, em geral, compostos predominantemente por grãos minerais, podendo apresentar teor significativo de matéria orgânica, como restos decompostos de vegetais e animais. São solos que podem apresentar uma variação espacial considerável das suas propriedades físicas e mecânicas, nomeadamente o índice de vazios, o teor em água, os limites de Atterberg, o peso volúmico, a compressibilidade e a resistência não drenada, resultantes do seu processo de formação, fazendo com que ocorram mudanças de comportamento dentro de um mesmo depósito. Capítulo 2 16 detritos e de maior ou de menos concentração das espécies minerais mais resistentes. O quartzo é o único mineral estável, suscetível de ocorrer como componente essencial e abundante na grande maioria dos sedimentos terrígenos. Assim, esta espécie é a mais usada na definição do grau de maturidade, estabelecendo com este parâmetro uma relação direta, ou seja, quanto maior for a percentagem de quartzo maior é o grau de maturidade do sedimento. Ao contrário, o teor em feldspato é inversamente proporcional a este parâmetro, pois esta espécie é quimicamente menos resistente e mecanicamente mais frágil. Desta forma, os minerais deste grupo tendem a fragmentar-se, pulverizar-se e deteriorar-se durante o transporte. 2.2.2.2 Ações das águas subterrâneas Como já foi referido, após a precipitação, parte da água das chuvas que atinge o solo infiltra-se e percola no seu interior durante períodos de tempo extremamente variáveis. As águas que se infiltram continuam geralmente a sua circulação a níveis mais ou menos profundos. A sua ação revela-se em todo o seu expoente no modelado cársico que deve grande parte das suas estruturas a estas águas, embora não se possam negligenciar as águas pluviais e de escorrência pois estas também têm a sua contribuição, embora com menor significado. Este modelado forma-se em maciços calcários onde a impermeabilidade da rocha se conjuga com uma rede vasta de vazios e fragilidades expressa nos planos de estratificação e diaclases ou fraturas. Nas grutas, galerias, poços (algares) e outras estruturas de erosão cavernosas formam-se espeleotemas variados relacionados com a precipitação de carbonatos forrando as paredes e chão das galerias (alabastros), crescendo a partir do teto (estalactites) ou do chão (estalagmites) que frequentemente se unem formando colunas. Nas múltiplas exsurgências formam-se tufos calcários e travertinos. 2.2.2.3 Ações das águas lacustres e pantanosas Os lagos, ou bacias límnicas, são porções de águas geralmente paradas no interior de terrenos emersos. São ambientes de sedimentação extremamente importantes, embora, devido ao seu muitíssimo reduzido hidrodinamismo, praticamente não exercem erosão nem transporte. Podem ser locais de convergência da rede fluvial mas também podem estar interpostos no curso do rio, formando lagos de passagem. Os de grandes dimensões tomam por vezes a designação de mares interiores e os de pequenas dimensões a designação de lagoas. Há lagos de água doce e de água salgada consoante a sua origem e evolução geológicas. A salinidade pode resultar do fecho de um mar devido à tectónica de placas, do excesso de evaporação ou ainda da dissolução de estratos evaporíticos (gesso, sal-gema, etc.). Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 17 A origem dos lagos é bastante diversificada, sendo de referir os de origem glaciar, que podem resultar do recuo de glaciares de vale, os lagos resultantes do desmoronamento do topo de cones vulcânicos, os lagos de origem cársica e os que têm origem em barramentos, por avalanches ou escoadas vulcânicas. A sedimentação lacustre depende de inúmeros fatores, destacando-se o clima, a profundidade e o volume de água e a morfologia e a litologia da bacia. Há lagos dominados pela sedimentação detrítica, outros pela química e outros pela biogénica. Os lagos dominados pela sedimentação detrítica acumulam os detritos grosseiros na margem, mais tarde conglomerados e arenitos e os detrítos mais finos (siltes e argilas) no fundo, mais tarde siltitos e argilitos. Em lagos de regiões com glaciares, formam-se varvas (ou varvitos, ou ritmitos), caracterizadas pela alternância de leitos claros e escuros muito finos. As lâminas claras são areias trazidas pelo degelo de Primavera e Verão e as lâminas escuras são argilas e matéria orgânica acumuladas durante o Inverno. Pode desta forma concluir-se que a cada par de leitos corresponde um ano. Em regiões subárticas os lagos permitem, nas suas margens, a formação de concreções e pisólitos de limonite por ação de bactérias. Alguns lagos onde abundam diatomáceas acumulam as suas carapaças que mais tarde originam uma rocha siliciosa, muito leve, macia e clara, designada por diatomito. Noutros as algas e as suas estruturas de crescimento originam calcários que se designam por oncólitos e outros calcários lacustres relacionados com a precipitação induzida por algas, como os tufos calcários, rochas porosas, leves e com abundantes restos de plantas e algas, de vertebrados e faunas de gastrópodes. Nos lagos onde a concentração de sais ou a evaporação permitem a sedimentação quimiogénica formam-se argilas de neoformação, carbonatos (calcite e dolomite), evaporitos (gesso e anidrite) e outros sais (halite). Há ainda lagos propícios à acumulação abundante de restos vegetais que originam turfa que depois da incarbonização poderá originar carvões. Algumas bacias de carvão revelam intercalações de conglomerados, arenitos, arcoses (arenitos ricos em feldspato, geralmente resultantes da erosão de granitos e granitóides) e xistos argilosos. No que se refere aos pântanos, de águas paradas e pouco profundas, a sedimentação é no geral muito fina e dominada pela matéria orgânica por vezes de forma tão acentuada que, em zonas frias e húmidas, origina turfeiras onde se acumula turfa. Capítulo 2 18 2.2.2.4 Ações da água no estado sólido A cobertura glaciar atinge hoje cerca de 10% da superfície terrestre e reúne 75% da água doce do planeta. No auge da última glaciação aquela cobertura chegou aos 30%. Em Portugal o nível do mar atingiu níveis inferiores aos atuais que nalguns casos chegaram a 140 metros. Sempre que o declive é favorável os glaciares movem-se a velocidades compreendidas entre 20 a 200 cm/dia, exercendo uma importante ação erosiva e de transporte. Os sedimentos são fraturados, triturados e pulverizados pelo transporte e apresentam por isso estrias características e reveladoras desse mesmo transporte. Estes depósitos, quando revelados pela fusão do gelo, recebem a designação de moreias e depois de consolidados passam a chamar-se tilitos. Os glaciares podem ser de latitude (polares) ou de altitude (de acumulação ou de circo e de vale). Os glaciares de latitude não drenam água, debitam diretamente no mar blocos de gelo, designados na literatura anglo-saxónica por icebergs, e contribuem principalmente para a sedimentação marinha. A carga sólida transportada pelos icebergs é libertada por ação da fusão originando desta forma depósitos marinhos com reduzida seleção granulométrica, destacando-se blocos de grandes dimensões (dropstones). São também caraterísticos da sedimentação por glaciares polares depósitos silto-argilosos, existentes nos fundos marinhos próximos ao glaciar (aquatilitos). Já os glaciares de altitude têm sempre uma corrente de água subglaciar e alimentam principalmente a sedimentação fluvial e lacustre. As moreias podem ser remobilizadas pelos cursos de água que originam aluviões flúvio-glaciares e nos lagos ocorre vulgarmente a formação de argilas laminadas ou bandadas (varvas). Estas formações são constituídas pela alternância de camadas granulometricamente diferentes resultantes da deposição sazonal. Normalmente existe uma camada inferior silto-arenosa de tons relativamente claros, depositada pela rápida fusão do gelo glaciar nos meses mais quentes, que vai gradualmente passando para uma camada superior argilosa de menor espessura, por vezes orgânica, de tons escuros, lentamente depositada a partir dos sedimentos em suspensão nas águas calmas que vão sendo cobertas pela capa de gelo durante os meses mais frios. Formam-se assim séries sedimentares que refletem o ciclo anual de gelo e degelo, pelo que a contagem e a correlação entre aquelas finas camadas tem sido utilizada em estudos geocronológicos, nomeadamente do Quaternário. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 19 2.2.2.5 Ações do ar O ar em movimento exerce ação erosiva, de transporte e de sedimentação. A ação geológica eólica, tem grande impacto nos terrenos onde há pouca vegetação devido a fatores climáticos como é o caso das regiões litorais onde predominam os ventos com grande intensidade e das regiões desérticas frias ou quentes. Pelo facto de estas regiões apresentarem a camada superfície do terreno frequentemente desagregada e sem coerência o efeito do vento toma proporções elevadas provocando uma forte ação erosiva de varrimento designada por deflação. As partículas sujeitas ao fenómeno da deflação são deslocadas por tração ou arraste, por saltação e as de menores dimensões são transportadas em suspensão podendo percorrer distâncias consideráveis na ordem dos milhares de quilómetros. Os sedimentos transportados pelo vento dão caraterísticas próprias à sua ação erosiva, ao embaterem contra as rochas e outros obstáculos, designada vulgarmente corrasão. Quando os sedimentos estão soltos e são heterogéneos a deflação origina muitas vezes desertos pedregosos (designados por regs na terminologia árabe). Os sedimentos de maiores dimensões ficam por vezes facetados pelo efeito da corrasão designando-se por ventifactos. A ação de sedimentação forma acumulações de areia, desde simples marcas de ondulação a dunas de grandes dimensões. Quando o campo de dunas é extenso pode formar um mar de areia. As dunas podem assumir formas diversas em função da intensidade e da orientação dos ventos dominantes, apresentando estruturas sedimentares características como a estratificação entrecruzada, relacionada com a movimentação da duna ao longo da sua evolução. Nas dunas litorais com areias essencialmente quartzíticas misturam-se fragmentos de conchas cuja dissolução contribui para a cimentação das areias e formação de dunas consolidadas ou dunas fósseis. Depois de cimentadas e consolidadas as areias de duna tomam a designação de arenitos eólicos. 2.2.3 DOMÍNIOS DE TRANSIÇÃO 2.2.3.1 Introdução Como já foi referido anteriormente, o conhecimento e a compreensão da história geológica podem ser determinantes na interpretação das heterogeneidades e complexidades muitas vezes apresentadas pelos depósitos de solos moles. Esta afirmação é tanto mais importante quando o processo de formação do depósito está associado a domínios de transição. Capítulo 2 20 Os deltas, os estuários e as lagunas são, na grande maioria, formas e ambientes hidrodinâmicos e ecológicos situados na fronteira ou na transição dos domínios continental e marinho. Nas margens de estuários, lagunas, baías ou atrás de ilhas-barreira desenvolvem-se os ambientes de planície de maré, cuja superfície mergulha suavemente, do nível de maré alta para o nível de maré baixa. Devido às constantes oscilações associadas às entradas e saídas da água, desenvolvese frequentemente uma rede complicada de canais que domina a paisagem destas planícies. Os sedimentos predominantes são a argila, silte e areia fina, podendo ocorrer argila em bolas (ball clay) e conchas. 2.2.3.2 Deltas Segundo Araújo (2003), entre os ambientes deposicionais de transição, os deltaicos têm grande importância pela sua larga distribuição, quer entre os depósitos do presente, quer do passado. Sendo a área coberta pelas águas muito maior que a área emersa, é provável que a área total dos deltas atuais atinja cerca de 5 milhões de km2. Apesar de os grandes deltas serem estruturas sedimentares bastante complexas, os sedimentos depositados nestes ambientes caracterizam-se pela associação de três tipos de camadas que se formam em diferentes profundidades como se pode observar na Figura 2.1. Figura 2.1 – Principais zonas de sedimentação num delta (Christoulas et al., 1987) Do ponto de vista sedimentar, no corpo do delta distinguem-se três unidades. A unidade superior (topset beds) é formada por camadas sub-horizontais de sedimentos fluviais depositados na sua parte geralmente emersa, onde os braços do rio, normalmente um principal e os outros secundários, divagam em canais distributários, difluentes. São ambientes que se caracterizam pela sua grande heterogeneidade, pelo facto de poderem ser formados em ambiente subaéreo e subaquático, apresentando características diferentes. Nas camadas subaéreas ocorrem com frequência muitos restos orgânicos, sobretudo de origem vegetal, dispondo-se as camadas de Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 21 maneira lenticular. No meio subaquático não ocorrem restos vegetais e os sedimentos granulometricamente mais finos, como o silte e a argila, são mais abundantes. A unidade frontal (prodelta foreset beds) ocorre em zonas mais profundas, possui uma estratificação oblíqua, inclinada no mesmo sentido da corrente responsável pela deposição. Os sedimentos desta região do delta possuem características de sedimentos marinhos. A unidade basal ou de fundo (Bottomset bed) constitui a base do edifício deltaico a montante do seu contorno frontal. Tem características exclusivamente marinhas, no caso de o delta ser marinho. Com o desenvolvimento do delta, que pode atingir espessuras consideráveis caso haja um movimento transgressivo do mar, estas três diferentes camadas entrosam-se de modo complexo, confundindo-se também entre elas as camadas tipicamente fluviais, formadas pelo eventual avanço dos sedimentos fluviais. Com o crescimento irregular dos deltas e com a formação de barras, formam-se frequentemente lagos, do que resulta a formação de depósitos lacustres também entrosados junto às demais camadas do delta. 2.2.3.3 Estuários Como refere Galopim de Carvalho (2003), os estuários são corpos de água localizados em reentrâncias da costa, localizados na desembocadura dos rios, nos quais a água do mar penetra e circula segundo um esquema que, em cada caso, se estabelece entre o regime do rio e as marés. Nos estuários, a água doce e a água salgada correm ora em sentidos opostos, ora no mesmo sentido. Os rios perdem aí competência e sedimentam uma parte da sua carga sólida, de granulometria variável, consoante a energia disponível nos diversos locais. A entrada de água salgada no estuário gera gradientes de densidade neste corpo aquoso com implicações na dinâmica sedimentar. Esta contaminação é responsável por fenómenos de floculação das partículas argilosas, igualmente com efeitos no processo sedimentar. Dada a sua natureza e muito pequenas dimensões, as partículas de minerais argilosos e as mais finas do silte, designadas em conjunto por sedimentos coesivos, estão sujeitas a coesão entre si, formando pequenos agregados, ou flocos, processo que reduz o tempo de suspensão desses sedimentos, e, por conseguinte, acelera a sedimentação. Uma parte dos sedimentos finos fica no estuário e outra parte perde-se no mar, onde decanta, logo que as condições aí reinantes o permitam. A componente biogénica é importante na sedimentogénese1 estuarina e, entre os restos associados a este processo, destacamse os bivalves e gastrópodes comuns neste tipo de ambiente salobro, ou seja, ambientes contaminados pelo sal da água do mar. 1 - Atividade que conduz à formação de materiais, sedimentos ou detritos, que constituem a matéria-prima das rochas sedimentares. Capítulo 2 22 A origem dos estuários atuais está relacionada com a subida relativa do nível do mar que teve início há cerca 18000 anos, estando a linha de costa nessa altura entre 100 a 130 metros abaixo da sua posição atual. A linha de costa posicionava-se próximo do atual limite da plataforma continental e os estuários estavam confinados a profundos vales fluviais, no bordo da plataforma (Perillo, 1995). Sousa (2006) refere que o período frio e regressivo é substituído por um aquecimento climático generalizado e marcada transgressão, assinalando a passagem do Plistocénico para o Holocénico. O aumento da temperatura atmosférica conduziu assim a uma subida global e rápida do NMM2. A transgressão holocénica teve como consequência a inundação dos vales fluviais mais ou menos encaixados e a sua transformação em ambientes estuarinos. A elevação rápida do nível médio do mar na primeira metade do Holocénico, criou as condições fundamentais para a formação dos atuais estuários, permitindo um balanço positivo da inundação relativamente à colmatação. Os estuários atingiram a sua máxima expressão em área ocupada entre os 6000-5000 BP3, no máximo da transgressão holocénica. Na segunda metade do Holocénico (5500-5000 BP à atualidade) verificou-se uma desaceleração da taxa de elevação do NMM, permitindo a estabilização na posição dos estuários que, na primeira metade do Holocénico tinham recuado com a linha de costa. O abrandamento da transgressão permitiu a reorganização do sistema fluvial e a renovação da sua capacidade transportadora, disponibilizando grande quantidade de sedimentos para o litoral, conduzindo à formação de praias e cordões arenosos que, em muitos casos, em Portugal, levaram ao isolamento de estuários, transformando-os em lagunas. Atualmente decorre uma fase marcadamente de eustatismo positivo, induzida quer pela elevação do NMM, quer pelas consequências das atividades antrópicas nas bacias hidrográficas e no litoral. Simultaneamente ocorre um assoreamento dos estuários, para o qual concorrem fatores como: a) intervenções nas bacias drenantes, como desflorestações, agricultura e movimentação de terras, conduzindo a um aumento do caudal sólido dos rios, cedendo essencialmente sedimentos finos para os estuários; b) as dragagens estuarinas, suspendendo grandes quantidades de materiais finos que se depositam nas áreas não intervencionadas; c) a subida do NMM, que conduz à procura do equilíbrio com o novo nível de base. Por outro lado, o confinamento dos estuários por barreiras arenosas, aliado ao fraco caudal exibido por alguns rios (caso do rio Sado), também concorre para o assoreamento do corpo estuarino, uma vez que o rio não tem capacidade para exportar a carga sólida para o oceano, 2 - Nível médio do mar. 3 - Antes do presente. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 23 ficando esta retida no estuário. Por seu turno, e como consequência da existência de uma barreira que confina a comunicação com o mar aberto, a velocidade da enchente pode ser maior que a da vazante, propiciando um transporte mais significativo de materiais para o interior do estuário, do que em sentido contrário, convergindo no sentido do assoreamento. Em Portugal podem ser particularizados os estuários dos rios Minho, Leça, Mondego, Tejo e Sado como locais onde há uma forte predominância de aluviões silto-argilosos moles. O rio Minho nasce na Irimia Alta, na serra da Meira, em Espanha, a cerca de 750 m de altitude e corre de leste para oeste. Tem cerca de 300 km de comprimento, dos quais os 77 km finais delimitam a fronteira entre Portugal e Espanha. O estuário do rio Minho está inserido na bacia hidrográfica do Minho com uma área total de cerca de 17080 km2, dos quais 850 km2 estão situados em Portugal. O estuário, tem uma área aproximada de 23 km2 e uma largura que varia entre os 100 m, a montante, e 2 km na confluência com o rio Coura, no sapal4 de Caminha. A foz é parcialmente fechada por uma barreira de areia ligada na margem esquerda e uma duna consolidada conhecida como Pinhal do Camarido. Grande parte do estuário fica emersa nos períodos de baixa-mar. Na Figura 2.2 está representado o estuário do rio Minho. Figura 2.2 – Estuário do rio Minho. O rio Leça nasce no Monte de Santa Luzia, no concelho de Santo Tirso, percorrendo 48 km até à foz, no oceano Atlântico, junto ao Porto de Leixões, como se pode observar na Figura 2.3. 4 - Formações aluvionares periodicamente alagadas pela água salgada e ocupadas por vegetação halofítica ou, nalguns casos, por mantos de sal. Capítulo 2 24 Figura 2.3 – Rio Leça e respetivo estuário. A bacia hidrográfica do rio Leça, com uma área aproximada de 185 km², apresenta uma forma alongada e estreita com direção predominante de nordeste-sudoeste e é limitada, a norte, pela bacia hidrográfica do rio Ave e, a este e a sul, pela bacia hidrográfica do rio Douro. Os principais afluentes da bacia são a ribeira do Arquinho e a ribeira do Leandro, ambas da margem direita. O rio Mondego drena uma bacia hidrográfica de cerca de 6670 km2 na faixa costeira ocidental de Portugal e tem uma orientação dominante de nordeste-sudoeste. Ao longo do seu percurso recebe as águas de rios seus efluentes como o Dão, na margem direita, o Alva, o Ceira, o Ega, o Arunca e o Pranto, na margem esquerda. Grande parte do percurso, até Coimbra, chamado Alto Mondego, faz-se através de um vale bastante encaixado em rochas metamórficas e granito. O troço terminal, designado por Baixo Mondego, com cerca de 40 km, percorre uma planície aluvial. O estuário do Mondego, representado na Figura 2.4, tem uma área de 3,4 km2, uma profundidade média de cerca de 2 m e uma profundidade de 4 m nas zonas subtidais5. A deposição de sedimentos na zona de jusante levou à formação de uma ilha que individualiza dois braços, o braço Norte e o braço Sul, com cerca de 7 km de comprimento. O braço norte é o mais profundo e dinâmico, em algumas zonas chega a atingir 10 m de profundidade. O canal sul está assoreado nas zonas de montante. 5 - Zona situada abaixo da linha média da maré baixa, estando permanentemente submersa e por isso sujeita a um menor efeito do hidrodinamismo. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 25 Figura 2.4 – Estuário do rio Mondego. O estuário do rio Tejo é um dos maiores da Europa, penetrando para o interior até Vila Franca de Xira. Na zona do estuário distingue-se um canal de embocadura, estreito e profundo, com orientações este-oeste, a que se segue, para montante de Cacilhas, um alargamento dissimétrico alongado para NNE, de que faz parte o Mar da Palha. A parte interior do estuário, a mais alargada e pouco profunda, situa-se no prolongamento do vale inferior do Tejo, a jusante de Vila Nova da Barquinha, como se pode observar na Figura 2.5. O estuário do Tejo resultou das variações do nível das águas oceânicas, consequentes da alternância de períodos de arrefecimento global (glaciários) e de aquecimento (interglaciários). Figura 2.5 – Estuário do rio Tejo. Capítulo 2 32 sensibilidade das argilas, não é fácil identificar as marcas da cimentação e quantificar os seus efeitos. Coelho (2000) acrescenta que os efeitos da cimentação se traduzem numa melhoria geral das propriedades do solo, exceto no que respeita à sensibilidade, que aumenta fortemente, e à ductilidade, que se reduz. O mesmo autor refere ainda que os efeitos benéficos da cimentação são devidos às fortes ligações entre partículas que se formam, resultantes não das características intrínsecas das partículas, mas da ação do agente cimentador. O solo passa então a exibir maior resistência, menor deformabilidade e maior tensão de pré-consolidação. Porém, estes benefícios perdem-se logo que as referidas ligações entre partículas sejam quebradas, possuindo o material resultante propriedades análogas às do material não-cimentado, o que justifica o aumento da sensibilidade. No Quadro 2.1 pode verificar-se os efeitos qualitativos dos processos pós-deposicionais nas propriedades geotécnicas de argilas marinhas (Brenner et al., 1981). Quadro 2.1 – Efeitos qualitativos dos processos pós-deposicionais nas propriedades geotécnicas de argilas marinhas (Brenner et al., 1981, retirado de Coelho, 2000) Propriedade Geotécnica Processo Pós-Deposicional Dessecação Alteração química Lixiviação Cimentação Teor em água - ± ± Limite de liquidez + - + Índice de plasticidade ± + - + Tensão de pré-consolidação + + - + Compressibilidade - - + - Resistência não drenada indeformada + + - + remoldada + ou – (1) - + ou – (2) Sensibilidade + ou – (1) + + Legenda: + Aumento; - Diminuição; ± Pequena ou nenhuma variação; (1) – Dependendo do tipo de mineral argiloso presente; (2) – Dependendo da quantidade de amorfos. 33 3 ALGUMAS OCORRÊNCIAS DE SOLOS MOLES 3.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS Os depósitos de solos moles são frequentemente encontrados em muitas regiões dos vários continentes, quer nas áreas emersas quer nas vastas regiões submersas. Devido às suas caraterísticas particulares, nomeadamente a considerável variabilidade espacial das propriedades mecânicas e hidráulicas que condicionam de forma substancial a fiabilidade de previsão do seu comportamento, estes depósitos têm-se revelado um desafio à engenharia civil a nível mundial. Desde a década de 40, com a analogia de Terzaghi (1943) para os fenómenos do carregamento e da consolidação de estratos confinados de argila, que estes depósitos têm sido objeto de estudo, como é o caso dos depósitos de solos moles nos países nórdicos (Noruega, Suécia e Finlândia), Inglaterra, França, Grécia, Canadá (Quebec), Estados Unidos da América (Connecticut, Chicago e Boston), Tailândia, Japão (Hachirogata), China (Taipen), Vietnam, etc. Devido à sua extensão ou profundidade são também conhecidos os depósitos nos deltas ou estuários dos maiores rios do mundo, como o Reno (Holanda), o Neva (Rússia), o Po (Itália), o Mississipi (Estados Unidos da América), o Amazonas (Brasil), o Tigre e o Eufrades (Irão-Iraque), o Nilo (Egito), o Ganges (Índia), o Yangtze e o Amarelo (China). Capítulo 3 34 O processo sedimentar subjacente à formação destes depósitos reveste-se de elevada importância, como já foi amplamente descrito no Capítulo 2, pelo que no presente capítulo serão documentados com maior profundidade alguns depósitos de solos moles resultantes de processos sedimentares distintos, nomeadamente o campo experimental de Connecticut (Estados Unidos), com ambiente deposicional continental, o delta do rio Vouga, Portugal, os campos experimentais da Quinta do Foja (Baixo Mondego, Portugal), de Sarapuí (Rio de Janeiro, Brasil) e de Queenborough (Reino Unido, Inglaterra), com ambiente deposicional de transição (influência continental e marinha), e o campo experimental de OnsØy (Oslo, Noruega), com ambiente deposicional marinho. O Quadro 3.1 contém referências a outros campos experimentais. Quadro 3.1 – Algumas ocorrências no mundo Ambiente deposicional Campo Experimental Localização Referência Continental Hachirogata Ilha de Honshu, Japão Tanaka (3003) Athlone Irlanda Long (2003) Transição Bangkok Tailândia Horpibulsuk et al. (2007) Pusan Coreia do Sul Chung et al. (2003) Bothkennar Inglaterra Hight et al. (2003) Lagoa Rodrigo de Freitas (Zona Sul) Rio de Janeiro, Brasil Almeida (2012) Barra da Tijuca (Zona Oeste) Rio de Janeiro, Brasil Almeida (2012) Itaguaí Rio de Janeiro, Brasil Almeida (2012) Sesi-Ibura Recife, Brasil Oliveira (2000) Marinho Louiseville Quebeque, Canadá Leroueil et al. (2003) Mar de Beaufort (offshore) Ártico Canadiano Becker et al. (2003) Baía de Ariake Ariake, Japão Ohtsubo et al. (2003) Troll (offshore) Trincheira norueguesa, a 65 Km da Noruega Lunne et al. (2003b) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 35 3.2 DOMÍNIOS CONTINENTAIS 3.2.1 MASSACHUSETTS, CONNECTICUT, ESTADOS UNIDOS 3.2.1.1 Aspetos históricos e geológicos O campo experimental de Massachusetts está situado no campus da Universidade de Massachusetts Amherst (UMass Amherst), a 1,5 km a este do lago glaciar de Hitchcock. Desde 1969 que este campo experimental tem sido alvo de inúmeras investigações no domínio da Geotecnia patrocinadas pela Fundação de Ciência Nacional e pela Administração Federal dos Caminhos de Ferro dos EUA. No que se segue, apresenta-se uma breve descrição das caraterísticas consideradas mais relevantes para o presente trabalho, remetendo-se o leitor para os trabalhos de Ladd & Wissa (1970), Ladd (1975), Bemben (1982), DeGroot & Lutenegger (1994) e Lutenegger (2000) para maior detalhe. As argilas existentes no vale do Connecticut são de origem lacustres depositadas no lago glacial de Hitchcock durante a última glaciação ocorrida no final do Pleistoceno. O lago glacial de Hitchcock começou a sua formação há 15 mil anos atrás, devido a uma barreira natural de detritos que se acumulou em Rocky Hill, Connecticut, como se pode observar na Figura 3.1. O lago expandiu ao longo do atual vale do rio Connecticut e estendeu-se até cerca de 320 km para norte. Os sedimentos provêm de rochas ígneas e metamórficas (Ladd & Wissa, 1970). O depósito resultou da fusão das águas de riachos formados durante o degelo da placa Laurentide, originando deltas compostos por cascalhos e areias de granulometria grossa, tendo no seu interior areias finas, siltes e argilas. Durante os meses de verão a combinação de águas ativas no lago e a baixa concentração de catiões da água fria mantém as partículas de argila em suspensão e apenas as partículas de areia fina e silte se depositam no fundo do lago. No entanto, durante os meses de inverno a superfície do lago congela e as condições de águas mais calmas permitem que as partículas de argila se depositem no fundo do lago. Assim, em cada ano, são formadas duas camadas de depósitos, sendo que cada par é constituído por uma camada silto-arenosa e outra camada argilosa. A espessura final do depósito varia consideravelmente, atingindo em alguns locais cerca de 50 m de espessura. A espessura das varvas individuais varia significativamente desde poucos milímetros até 1 m. Capítulo 3 36 Figura 3.1 – Localização do lago glaciar de Hitchcock (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). 3.2.1.2 Parâmetros físicos e de identificação O estudo da composição mineralógica das varvas de argila revelou a ilite e a clorite como minerais predominantes, apresentando em pequenas quantidades minerais de quartzo. As camadas silto-arenosas são constituídas essencialmente por quartzo e feldspato, apresentando alguns minerais de mica. O depósito do campo experimental de Massachusetts possui uma composição granulométrica em que as percentagens de silte e de argila são semelhantes. No Quadro 3.2 indica-se os valores percentuais da composição granulométrica do depósito em profundidade. Burke Quebec Newburry Barragem de Rocky Hill Middletown Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 37 Quadro 3.2 – Composição granulométrica do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) Profundidade (m) Argila (%) Silte (%) Areia (%) 1,4 – 3,1 36 62 2 3,1 – 6,1 52 47 1 6,1 – 24,1 55 45 0 O teor em matéria orgânica (OM) presente no depósito é bastante baixo, oscilando entre 0,3% e 0,7%. Os parâmetros físicos e de identificação, como o teor em água e os limites de Atterberg, dependem fortemente do tipo de solo presente no horizonte onde foi recolhida a amostra. Existem diferenças significativas entre as propriedades das camadas de argila e das camadas silto-arenosas. A maioria dos resultados apresentados é baseada nas amostras contendo as duas camadas. No entanto, também se apresentam algumas propriedades das camadas individualizadas. No Quadro 3.3 e na Figura 3.2 apresenta-se a variação em profundidade das principais grandezas físicas e de identificação deste campo experimental. Quadro 3.3 – Índices físicos e de identificação do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) Profundidade (m) w (%)  (kN/m3) Sr (%) wL (%) w P (%) I P (%) IL A t 0,0 – 1,4 24 19,2 -- -- -- -- -- -- 1,4 – 3,1 37 18,9 100 39 28 11 0,0 a 1,0 0,31 3,1 – 6,1 52 17,3 100 51 31 20 1,1 0,38 6,1 – 24,1 62 16,6 100 51 30 21 1,5 0,38 camada de argila -- -- 100 65 30 35 -- 0,42 camada siltoarenosa -- -- 100 38 28 10 -- 0,37 Da análise do Quadro 3.3 pode concluir-se que o depósito se encontra saturado e que os minerais de argila são pouco ativos. Verifica-se também que o valor do teor em água e do limite de liquidez aumentam consideravelmente em profundidade, enquanto que o limite de plasticidade se mantém praticamente constante. Consequentemente, o valor médio do índice de plasticidade decresce de 11 na zona superficial para 20 imediatamente abaixo da crosta dessecada. Capítulo 3 38 a) b) Figura 3.2 – Evolução em profundidade: a) composição granulométrica; b) teor em água em comparação com os limites de Atterberg, do solo do campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). Como mostra a Figura 3.3, a aplicação da Carta de Plasticidade de Casagrande permite concluir que os solos são classificados como siltes (ML), argilas magras (CL), siltes elásticos (MH) ou argilas gordas (CH). Apesar da grande variabilidade em termos de classificação, verifica-se que a tendência média dos pontos está sempre próxima da linha “A”. Figura 3.3 – Classificação do solo do campo experimental de Massachusetts através da Carta de Plasticidade de Casagrande (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). aterro varvas de argila castanhas varvas de argila argila silte w L w P w profundidade (m) w L (%) I P (%) camada mista camada argilosa camada siltosa Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 39 3.2.1.3 Parâmetros hidráulicos e mecânicos Para o estudo dos parâmetros de compressibilidade e estado de tensão foram realizados ensaios edométricos segundo o procedimento clássico sobre amostras indeformadas, cujos resultados se apresentam Figura 3.4. Figura 3.4 – Curvas de compressibilidade de amostras colhidas a profundidades diferentes no campo experimental de Massachusetts (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). Determinando a tensão de pré-consolidação através da construção empírica de Casagrande conclui-se que o depósito é ligeiramente sobreconsolidado. DeGroot & Lutenegger (2003) referem que a ligeira sobreconsolidação se deve a fenómenos como a erosão, as flutuações do nível freático, a dessecação, a oxidação e aos ciclos de congelamento e descongelamento a que o solo esteve sujeito. A determinação do coeficiente de condutividade hidráulica horizontal e vertical foi efetuada através de correlações entre estes parâmetros e os obtidos nos ensaios CPTU com dissipação, através de ensaios de condutividade hidráulica (Slug tests) e através de ensaios de laboratório. Os resultados obtidos nestes ensaios encontram-se representados na Figura 3.5. Os valores obtidos de kv e de kh em laboratório apresentam um desenvolvimento quase paralelo em profundidade, variando a razão kh/kv entre 2 a 14, com um valor médio de 6. Os ensaios de condutividade hidráulica fornecem valores mais elevados para o kh, variando entre 1x10-7 m/s a 2x10-8 m/s. Embora os valores de kh derivados do ensaio CPTU apresentem tendência de variação semelhante em profundidade, são bastante inferiores aos obtidos no ensaio de condutividade hidráulica e na sua maioria iguais ou inferiores aos obtidos nos ensaios de laboratório. DeGroot & e log  ' v (kPa) z = 19,8 m z = 7,3 m z = 3,3 m Capítulo 3 40 Lutenegger (2003) referem que os valores kh derivados do ensaio CPTU são influenciados por vários fatores que não se verificam no ensaio de condutividade hidráulica, nomeadamente o remeximento a que o solo fica sujeito aquando da penetração da ponteira do equipamento do CPTU, efeitos de escala e as incertezas inerentes à interpretação dos resultados. Figura 3.5 – Evolução dos coeficientes de condutividade hidráulica em profundidade (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). Para a caraterização das relações tensão-deformação-resistência ao corte foram realizados vários ensaios in situ e laboratoriais. Dos ensaios in situ destacam-se o ensaio com o dilatómetro Marchetti (DMT) e o ensaio de corte rotativo in situ (FVT). Dos ensaios laboratoriais destacam-se o ensaio de corte direto simples (DSS) e os ensaios de consolidação triaxial não drenados com consolidação isotrópica (CIUC) e anisotrópica (CAUC). O Quadro 3.4 mostra os valores da resistência não drenada normalizada para a tensão efetiva vertical de consolidação, cu/  ’vc, do parâmetro Af e do ângulo de resistência ao corte,  ’, obtidos nos ensaios realizados em laboratório. Os resultados obtidos para a evolução da resistência não drenada em profundidade encontram-se representados na Figura 3.6. Quadro 3.4 – Parâmetros de resistência (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003) Ensaio cu/  ’vc Af  ’ CIUC 0,24 1,4 25 CAUC 0,25 1,7 22 k(cm/s) profundidade (m) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 41 Figura 3.6 – Evolução da resistência não drenada em profundidade (adaptado de DeGroot & Lutenegger, 2003). 3.3 DOMÍNIOS DE TRANSIÇÃO 3.3.1 ESTUÁRIO DO RIO MONDEGO 3.3.1.1 Aspetos históricos e geológicos O campo experimental da Quinta do Foja situa-se na baixa aluvionar do rio Mondego, próximo da Figueira da Foz, cerca de 10 km a leste desta cidade, junto às localidades de Maiorca e Santa Eulália. A localização geográfica do campo experimental é apresentada na Figura 3.7, onde se pode observar a sua proximidade relativamente ao troço do IP3, designado por “Figueira da Foz – Santa Eulália”. O trabalho pioneiro acerca da caraterização da argila da região do Baixo Mondego foi desenvolvido por Phillipson (1994) através da realização de ensaios sobre amostras reconstituídas com base em solo perturbado recolhido na zona do aterro experimental. No mesmo ano, analisando amostras recolhidas no mesmo local, Hindle (1994) procurou caraterizar a compressibilidade e a resistência residual do solo. Soares (1995), com base em amostras recolhidas a profundidades entre os 3 e 5 m ao longo do perfil longitudinal do troço do IP3, realizou um estudo geotécnico que compreendeu a definição das características físicas e de identificação, de compressibilidade e de resistência dos referidos solos. Lemos & Soares (1995), utilizando amostras recolhidas acima dos 5 m, investigaram também as características geotécnicas dos depósitos argilo-siltosos das baixas aluvionares dos rios Mondego e Foja. Mais tarde, Coelho profundidade (m) c u (kPa) Capítulo 3 48 3.3.2 BAIXO VOUGA 3.3.2.1 Aspetos históricos e geológicos A zona de Cacia tem sido alvo de inúmeras investigações desde a década de 1940. Os primeiros trabalhos tiveram a finalidade de pesquisa de água e as pesquisas mais recentes visaram a caracterização geotécnica detalhada dos terrenos, tanto superficiais como em profundidade, com o objetivo da implantação das estruturas correspondentes ao Tratamento Primário e Secundário dos Efluentes de Celulose do Centro Fabril de Cacia em Aveiro. Ladeira & Gomes (1991), com vista a quantificar os assentamentos primários e secundários para as aluviões lodosas quando sobre estas forem implantadas estruturas pesadas (em betão armado) e um sistema de lagunas (em obras de terras), apresentam uma compilação de resultados provenientes de investigações executadas na zona da Portucel – Cacia entre 1944 e 1990. Roxo & Rodrigues (1991) descrevem os estudos geológico-geotécnicos efetuados para a caracterização das mesmas formações lodosas no âmbito dos estudos da 1ª fase do Anteprojeto de Desenvolvimento do Bloco do Baixo Vouga Lagunar para a construção de um dique em aterro de proteção contra as marés. Os autores referem que as formações do Baixo Vouga Lagunar foram formadas em ambientes de transição, em particular deltaicos. São depósitos aluvionares recentes do período Holocénico, consistindo em camadas alternadas de lodos siltosos ou argilosos, areias lodosas e areias, com características geotécnicas bem distintas. A sua espessura é variável, podendo atingir 40 m e a posição do nível freático apresenta uma variação sazonal, embora quase sempre superficial. Mais tarde, Aguiar (1992) realizou estudos de caracterização física e mecânica por ensaios laboratoriais sobre amostras indeformadas de solos lodosos provenientes da zona de Esgueira, recolhidas numa sondagem de mais de 20 m de profundidade, para a construção de uma obra de arte sobre o IP5. O autor refere que os aluviões formados nos braços da Ria de Aveiro são constituídas por camadas de areias e lodos, por vezes com conchas e restos vegetais fósseis que chegam a atingir dezenas de metros de espessura, e assentam numa formação cretácica constituída essencialmente por arenitos, argilas e alguns calcários. Carvalho (2002), com base em ensaios de laboratório, executou uma metodologia de trabalho com o objetivo do reconhecimento da anisotropia induzida em solos argilosos e a sua presumível relação com a génese e as histórias pós-deposicionais. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 49 Bonito (2008) estudou quatro locais experimentais na cidade de Aveiro, nas proximidades da zona urbanizada, situados nas adjacências de alguns dos canais da Ria no intuito de serem representativos, o mais possível, dos depósitos de solos moles característicos da região. Os locais selecionados foram o Esteiro de S. Pedro, um local situado nas margens de um dos canais da Ria na zona de Agra (Esgueira), outro situado na margem do canal de S. Roque e outro próximo do Terminal TIR (Tirtife - Terminais de Aveiro, S.A.). Na Figura 3.11 representam-se os locais objeto de estudo. Figura 3.11 – Planta de localização dos locais estudados no Baixo Vouga. As zonas caraterizadas enquadram-se na designada Bacia Sedimentar de Aveiro que constitui o segmento mais setentrional da Orla Ocidental Meso-Cenozóica. A referida bacia possui características que permitem distingui-la das outras subbacias da Bacia Lusitânica, nomedamente no que concerne à idade dos primeiros sedimentos que datam de há cerca de 200 Ma, quando, após fracturação, as placas euro-asiática e norte-americana começaram a separar-se uma da outra e o espaço intercalar que viria a aumentar continuamente de extensão foi invadido pelas águas do Atlântico. Como refere Rocha (1993), em termos estratigráficos, o substrato da Bacia de Aveiro consiste em gnaisses e migmatitos (Proterozóico), assim como granitóides (Paleozóico), no extremo norte, e micaxistos e xistos (Proterozóico), nas demais zonas. Capítulo 3 50 3.3.2.2 Parâmetros físicos e de identificação Os solos estudados no Baixo Vouga possuem uma composição granulométrica em que o silte é predominante, com exceção do local na zona do TIRTIFE, que apresenta uma composição granulométrica mais heterogénea e onde ocorrem níveis silto-argilosos a arenosos com intercalações de níveis arenosos. Neste trabalho só serão apresentados os resultados da zona do TIRTIFE referentes aos estratos de solos moles. No Quadro 3.5 indica-se os valores percentuais da composição granulométrica. Quadro 3.5 – Composição granulométrica dos solos aluvionares do Baixo Vouga Granulometria Roxo & Rodrigues (1991) Aguiar (1992) Carvalho (2002) Bonito (2008) Aveiro Cacia Esteiro de S. Pedro Agra (Esgueira) Canal de S. Roque TIRTIFE Argila (%) ≥ 50 10 ≥ 72 100 13 - 31 22 - 31 22 - 26 20 - 31 Silte (%) 84 51 - 70 63 - 68 56 - 76 52 - 68 Areia (%) ≤ 50 6 ≤ 28 0 4 - 28 5 - 15 2 - 22 4 - 28 A observação macroscópica das amostras, efetuada inicialmente por Aguiar (1992) e comprovada posteriormente por Bonito (2008), revelou solos finos bastante homogéneos, de cor cinzenta escura quase negra e estrutura sedimentar muito pouco marcada, quase impercetível, com presença de moscovite (mica branca) em finas palhetas. Para além deste mineral, só foram identificados alguns restos vegetais e foi detetado um cheiro bastante desagradável, indicador da presença de matéria orgânica. O estudo da composição mineralógica das amostras dos sedimentos do Baixo Vouga efetuado por Aguiar (1992) revelou tratar-se de típicos sedimentos detríticos recentes, praticamente sem sinais de diagénese, em que a moscovite é o mineral predominante, sendo a restante fração não argilosa essencialmente constituída por quartzo e feldspato. Em relação aos minerais de argila, a caulinite é o que ocorre em maior quantidade, mas também se identificam a clorite e a vermiculite. Para a identificação da composição mineralógica dos solos, Bonito (2008) analisou os resultados de difração de raios X. Da interpretação dos difratogramas o autor conclui que o quartzo é o mineral predominante. Destaca ainda a presença de feldspatos cálcicos e sódicos e, entre os minerais argilosos, a ocorrência em maior quantidade de caulinites e a ocorrência sucessivamente menos importante de ilite e clorite. Nalguns casos o autor identificou a presença de calcite e anidrite. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 51 Aguiar (1992) e Bonito (2008) determinaram o teor em matéria orgânica (OM) através do método da oxidação húmida, obtendo valores que oscilam entre 9,0% e 10,0% e entre 3,0% e 9,8%, respetivamente. Os limites de Atterberg foram determinados com processos distintos de preparação das amostras. No Quadro 3.6 estão representados os resultados obtidos pelos diferentes autores. Quadro 3.6 – Limites de Atterberg e índice de plasticidade para diferentes estados dos solos aluvionares do Baixo Vouga Preparação da amostra Ladeira & Gomes (1991) Roxo & Rodrigues (1991) Aguiar (1992) Carvalho (2002) Bonito (2008) Aveiro Cacia Esteiro de S. Pedro Agra (Esgueira) Canal de S. Roque TIRTIFE wL (%) natural -- -- 77 -- -- 44 - 62 49 - 55 49 - 50 46 - 58 seco ao ar -- -- 49 -- -- -- -- -- -- seco em estufa -- -- 49 24 - 64 49 - 59 27 - 46 32 - 40 33 - 40 30 - 39 sem informação 30 - 53 40 -- -- -- -- -- -- -- wP (%) natural -- -- 42 -- -- 24 - 40 28 - 35 29 - 33 28 - 42 seco ao ar -- -- 30 -- -- -- -- -- -- seco em estufa -- -- 30 -- -- 19 - 30 23 - 30 25 - 30 19 - 29 sem informação 29 - 53 28 -- -- -- -- -- -- -- IP (%) natural -- -- 35 -- -- 18 - 30 17 - 27 17 - 20 10 - 19 seco ao ar -- -- 19 -- -- -- -- -- -- seco em estufa -- -- 19 7 - 30 26 - 28 5 - 19 4 - 16 7 - 13 7 - 16 sem informação 0 - 13 12 -- -- -- -- -- -- -- Verifica-se uma grande diferença entre os limites de consistência quando são determinados em amostras no estado natural ou secas ao ar. Esta diferença é justificada pela presença ou não de matéria orgânica, isto é, verifica-se uma diminuição nos valores quando se ensaia o solo seco em relação ao estado natural. Aguiar (1992) concluiu também que os valores dos limites de Atterberg não sofrem qualquer alteração quando a amostra é previamente seca em estufa ou seca ao ar. Os valores obtidos para os índices físicos, nomeadamente o teor em água, o peso volúmico e a densidade das partículas sólidas exibem alguma variação, sendo traduzida pelos índices complementares como o índice de vazios e o grau de saturação. No Quadro 3.7 apresentam-se os valores obtidos pelos diferentes autores. Capítulo 3 52 Quadro 3.7 – Índices físicos dos solos aluvionares do Baixo Vouga w (%)  (kN/m3) Gs e Sr (%) Ladeira & Gomes (1991) 31 - 89 12,0 - 18,5 -- 1,21 - 1,42 -- Roxo & Rodrigues (1991) 67 15,5 2,70 1,85 98 Aguiar (1992) 55 - 63 16,1 - 17,0 2,70 - 2,72 1,45 - 1,68 96 - 100 Carvalho (2002) Aveiro 36 - 73 15,3 - 17,8 -- 1,02 - 1,95 -- Cacia 72 15,0 -- 1,93 -- Bonito (2008) Esteiro de S. Pedro 42 - 62 15,8 - 17,1 2,45 - 2,68 1,15 - 1,59 89 - 100 Agra (Esgueira) 46 - 49 16,0 - 16,4 2,45 - 2,65 1,16 - 1,37 89 - 100 Canal de S. Roque 48 - 50 16,4 - 16,5 2,50 - 2,55 1,21 - 1,27 99 - 100 TIRTIFE 30 - 50 16,5 - 18,5 2,55 - 2,67 0,86 - 1,28 91 - 100 3.3.2.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão Para o estudo dos parâmetros de compressibilidade e estado de tensão foram realizados ensaios edométricos segundo o procedimento clássico sobre amostras indeformadas, cujos resultados se apresentam no Quadro 3.8. Quadro 3.8 – Parâmetros de compressibilidade dos solos aluvionares do Baixo Vouga Cc C r C   C  /(1+e) (%) cv (m2/ano) Cc/(1+e) Ladeira & Gomes (1991) 0,13 - 0,70 -- 0,002 - 0,012 -- 0,2 – 32,0 -- Roxo & Rodrigues (1991) 0,17 - 0,75 -- -- -- -- -- A guiar (1992) 0,50 0,09 0,022 0,80 - 1,00 12,6 - 22,0 0,19 Carvalho (2002) A veiro 0,29 - 0,59 -- -- -- -- 0,14 - 0,21 Cacia 0,70 -- -- -- -- 0,24 Bonito (2008) Esteiro de S. Pedro 0,25 - 0,72 0,02 - 0,08 -- 0,54 - 1,37 3,9 - 8,6 0,10 - 0,25 TIRTIFE 0,28 - 0,44 0,02 - 0,05 -- 0,23 - 0,71 9,0 - 38,5 0,12 - 0,22 A análise do Quadro 3.8 permite evidenciar a grande dispersão de valores existentes, circunstância que se deve essencialmente ao carácter altamente heterogéneo das formações. Roxo & Rodrigues (1991) caracterizaram a resistência não drenada do solo através da realização de ensaios de corte rotativo in situ e ensaios de corte direto consolidados não drenados. Os valores obtidos nos ensaios de campo assumiam uma grande variabilidade espacial, oscilando dentro da faixa de variação de 14,5 kPa e 37,5 kPa e de 1,5 kPa a 5,5 kPa para as resistências não drenadas Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 53 de pico e residual, respetivamente. Os autores referem que os solos em estudo apresentam comportamentos sensíveis a muito sensíveis, reduzindo a sua resistência ao corte para um valor residual baixo. Para a caraterização das relações tensão-deformação-resistência ao corte dos solos de Esgueira, Aguiar (1992) realizou ensaios triaxiais não drenados com prévia consolidação anisotrópica e utilizou uma gama de tensões efetivas de consolidação adequadas a cada caso, ou seja, para as tensões efetivas de repouso e para valores superiores e inferiores a estas. Conduziu ensaios com diferentes trajetórias de tensões, por compressão e por extensão, onde foi evidenciada a influência da velocidade de corte e da anisotropia no comportamento dos solos. Em relação à resistência ao corte não drenada normalizada obteve, para as amostras normalmente consolidadas e com corte por compressão, valores de cu/  ’vc de 0,38. Os ensaios de extensão triaxiais realizados sobre amostras normalmente consolidadas conduziram a relações de cu/  ’vc de 0,15 a 0,25 e a valores de cu(h)/cu(v) entre 0,4 e 0,5. Tendo em conta os resultados obtidos o autor conclui que é bastante importante a consideração da anisotropia na análise de problemas que envolvam substanciais rotações das tensões principais. O parâmetro de tensões neutras na rotura, Af, mostrou ser sensível à velocidade de corte e à trajetória de tensões adotadas nos ensaios. O autor conclui que a velocidade de corte acarreta um aumento do excesso de tensão neutra, com consequente diminuição da resistência e aumento da deformabilidade, explicando este fenómeno com a tendência para a diminuição de volume por compressão secundária. Relativamente à influência da trajetória de tensões, Aguiar (1992) observou que os parâmetros Af são superiores em ensaios de extensão, considerando Af ≈ 0,7 em compressão e Af ≈ 0,9 em extensão triaxial. Para os parâmetros de resistência ao corte do solo, em termos de tensões efetivas encontrou os valores de c´= 20 kPa e  ´ = 31º. Bonito (2008), com o intuito de interpretar e avaliar o comportamento tensão-deformaçãoresistência ao corte dos solos estudados nos locais Esteiro de S. Pedro e TIRTIFE, realizou ensaios não drenados de resistência ao corte do tipo CIU, CAU e CK0U. Nos Quadros 3.9 e 3.10 encontram-se resumidos os resultados obtidos pelo autor para os parâmetros de resistência em tensões totais e em tensões efetivas para as zonas do Esteiro de S. Pedro e TIRTIFE, respetivamente. Capítulo 3 54 Quadro 3.9 – Parâmetros mecânicos obtidos para a zona do Esteiro de S. Pedro (Bonito, 2008) Ensaio cu (kPa) cu/  ’c Af  ’ (º) c' (kPa) CIUC 26,4 - 34,9 0,6 - 1,7 0,194 - 0,595 24 15 CAUC 25,0 - 50,8 0,7 - 1,4 0,337 - 0,692 -- -- CK0U 44,2 - 68,5 0,6 - 1,2 0,448 - 0,989 25 25 Quadro 3.10 – Parâmetros mecânicos obtidos para a zona de TIRTIFE (Bonito, 2008) Ensaio cu (kPa) cu/  ’c Af  ’ (º) c' (kPa) CIUC 38,9 0,4 - 1,0 0,040 - 0,692 27 - 30 12 - 27 CAUC 36,3 2,1 0,099 -- -- Relativamente ao parâmetro Af, no local Esteiro de S. Pedro os valores variam entre 0,2 e 1,0, sendo o valor médio igual a 0,5. No local TIRTIFE os valores variam entre 0,0 e 0,7, sendo o valor médio igual a 0,4. 3.3.3 SARAPUÍ, RIO DE JANEIRO, BRASIL 3.3.3.1 Aspetos históricos e geológicos O campo experimental de Sarapuí situa-se na margem do Rio Sarapuí e estende-se até cerca de 7 km da Baía de Guanabara, como se pode observar na Figura 3.12. O trabalho pioneiro acerca da argila da região do Sarapuí foi desenvolvido por Pacheco Silva (1953). Na década de 1970, o IPR (Instituto de Pesquisas Rodoviárias do Departamento Nacional de Infraestruturas e Transportes) financiou uma ampla investigação sobre as características geotécnicas da argila de Sarapuí visando obter parâmetros credíveis para projetos de aterros de estradas que iriam ser construídas nessa região. Neste projeto, coordenado pelo Professor Willy Lacerda, foi efetuado um detalhado estudo sobre Geologia, Geomorfologia e Pedologia de toda a região (Cavalcante et al., 2008). Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 55 Figura 3.12 – Localização do campo experimental de Sarapuí (Almeida & Marques, 2003). Na região objeto de estudo a camada argilosa assume cerca de 11 m de espessura, como pode ser observado no perfil geotécnico apresentado na Figura 3.13. Este estrato é composto por argilas moles formadas no Quaternário, há cerca de 6000 anos atrás, por sedimentos de origem fluvial e marinha depositados nas zonas mais baixas da Baía de Guanabara. Nesta Baía, os sedimentos de deposição fluvial são provenientes da erosão das montanhas localizadas em redor e transportados pelos rios tributários e os sedimentos de origem marinha foram depositados devido à transgressão do mar (Antunes, 1978). Figura 3.13 – Perfil geotécnico do local onde foi realizado o aterro experimental I (Ortigão, 1980). 3.3.3.2 Parâmetros físicos e de identificação O estudo da composição mineralógica deste depósito foi inicialmente efetuado por Antunes (1978) em amostras colhidas no Rio Sarapuí perto do campo experimental. Da análise efetuada Oceano Atlântico Baía de Guanabara Refinaria ETAR Campo experimental BRASIL Rio de Janeiro Capítulo 3 56 verificou-se que a fração argilosa é na sua maioria composta por minerais de caulinite embora também possam ser observados minerais de ilite e (ou) esmectite em menores proporções. A análise química efetuada revelou que a salinidade (NaCl) presente no fluido intersticial era de 35 g/l e evidenciou presença de outros sais solúveis com valores que variam entre 4,7 g/l a 8,5 g/l, principalmente sob a forma de cloretos e sulfatos. A relação molecular entre a sílica e o alumínio (Ki) é de 2,7, com valores médios de SiO2 e Al2O3 de 28 e 18,6%, respetivamente. Em função da concentração salina, as partículas argilosas podem estar floculadas ou desfloculadas localmente (Antunes, 1978). Em termos granulométricos o depósito possui uma composição média de 69% de argila, 18% de silte e 13% de areia. A camada argilosa presente no campo experimental é muito mole, de cor cinza devido à presença de matéria orgânica (OM) e do ambiente de sedimentação (Ortigão, 1975). O teor em matéria orgânica apresenta valores que oscilam entre 4,13 e 5,14%. Posteriormente, estudos efetuados por Barbosa (1994) em amostras retiradas a 3 km a jusante do campo experimental do Rio Sarapuí evidenciaram um teor em matéria orgânica de 6%. Das análises química e mineralógica o autor concluiu que a fração argilosa era na sua maioria composta por esmectite. Estes resultados mostraram-se bastante divergentes dos obtidos na análise mineralógica efetuada por Antunes (1978). No entanto, esta diferença pode ser justificada pela diferente localização da recolha de amostras. A Figura 3.14 ilustra a evolução em profundidade das principais características físicas e de identificação do solo. Pode verificar-se que nos primeiros 11 m ocorre uma camada de argila muito mole sobre uma camada de areia fina argilosa. Em termos médios verifica-se que o teor em água assume sempre valores ligeiramente superiores ao limite de liquidez, sendo este um comportamento típico de argilas sensíveis. Este facto é corroborado pelos estudos efetuados por Ortigão & Collet (1986) que obtiveram valores de 4,4 para a sensibilidade em ensaios de corte rotativo in situ (FVT), correspondendo a solos muito sensíveis de acordo com Skempton and Northey (1952). É de notar que os valores médios do teor em água e do limite de liquidez são sempres superiores a 100%. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 57 Figura 3.14 – Características físicas e de identificação do depósito de Sarapuí (dados de Ortigão, 1975; Ortigão, 1980; Coutinho, 1976; Duarte, 1977; Collet, 1978; Vieira, 1988; Barbosa, 1990 e Lima, 1993, coletados por Almeida et al., 2005). Analisando a Figura 3.14 relativamente ao índice de vazios conclui-se que nos primeiros 3 m este assume um valor médio quase constante, diminuindo o seu valor a partir desta cota. Quanto aos valores pontuais verifica-se que estes oscilam entre 2,46 e 4,90. De acordo com estudos realizados por Gerscovich (1983) a posição do nível freático motivada pela oscilação do nível do mar da Baía de Guanabara varia em média entre os 1,5 m e os 3,5 m. Desta forma, os primeiros 3,5 m do depósito encontram-se submetidos a sucessivos ciclos de submersão e emersão dando origem a uma crosta superficial dessecada com propriedades diferentes do resto do depósito, explicando-se assim as diferenças encontradas para o índice de vazios e para o peso volúmico nos primeiros 3 m de profundidade quando comparados com os valores dos mesmos índices nas restantes profundidades. A esta crosta superficial dessecada, como facilmente se compreende, correspondem índices de vazios mais elevados e pesos volúmicos de menores valores. 3.3.3.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão O primeiro trabalho centrado nas características de compressibilidade e de permeabilidade in situ provenientes dos resultados iniciais dos estudos desenvolvidos no campo experimental foi desenvolvido por Lacerda et al. (1977). 10  (kN/m 3 ) e argila mole areia média 15 w, w L , w P (%) areia fina argilosa 5 profundidade (m) 0 Capítulo 3 64 No resumo efetuado no presente trabalho, os resultados apresentados referem-se às zonas envolventes ao viaduto de Queenborough, perto de Scapsgate, localizado na Ilha de Sheppey. Na Figura 3.22 pode visualizar-se a localização do referido viaduto. Figura 3.22 – Queenborough (Jardine et al., 2003). Na Figura 3.23 representa-se a carta geológica do Estuário do rio Tamisa, de acordo com Marsland (1986). Figura 3.23 – Carta geológica do Estuário do rio Tamisa (Marsland, 1986). local em estudo Southend-on-Sea e escorre g amento Erosão Sheerness Windsor Greater Londres Cro y don Sevenoak Guildford Clacton-on-Sea Aylesbury Limite de depósitos recentes Depósitos calcários recentes Depósitos recentes do Eoceno Crista de areia Argila, silte, areia argilosa Formação calcária Formação do Eoceno Formação do Paleoceno 0 5 10 15 20 km Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 65 A área do estuário nunca esteve diretamente submetida a processos glaciares. No entanto, o curso do rio Tamisa foi desviado para sul devido aos avanços glaciares provenientes de norte. Os solos moles estuarinos do Holocénico (pós-glaciário) resultam da erosão, rearranjo, transporte e deposição de rochas sedimentares constituídas maioritariamente por minerais de silicato (do Terciário e do Cretácico) e arenitos altamente desgastados (Marsland, 1986). Os depósitos estuarinos estão sobre uma camada de cascalho e areia depositada pela corrente em ambientes de elevada energia do rio Tamisa e seus tributários durante a última glaciação (50000 a 10000 anos antes do presente). Nos últimos 10000 anos a velocidade do rio Tamisa e seus afluentes tornou-se menor e o nível do mar subiu significativamente originando a deposição das partículas de solo mais finas. Estes depósitos do Holocénico são altamente heterogéneos, apresentam rápidas variações laterais e evidenciam uma tendência de se tornarem mais espessos e mais arenosos para leste (Leroueil et al., 2003). A gama de solos argilosos presente no local varia entre argilas maciças, fissuradas, com juntas, ou dessecadas devido à presença de turfas dispersas, como se pode observar na Figura 3.24a), b) e c). A leste são frequentemente encontradas areias “sujas” e estratos laminados e verifica-se presença de camadas contínuas de turfas em toda a extensão, como se pode ver na Figura 3.24d). A Figura 3.24a) refere-se a uma amostra de argila siltosa dura, de cor castanha a castanha acinzentada com presença abundante de raízes finas de cor branca. A amostra apresentada na Figura 3.24b) diz respeito a uma argila de consistência mole, plástica, ligeiramente siltosa, de cor cinzenta com presença de bolsas de turfa de cor preta. Ocasionalmente verificam-se passagens de argila siltosa. Observa-se uma fina laminação oblíqua de turfas pretas à profundidade 3,25 m e juntas sub-verticais dos 3,2 m aos 3,28 m e dos 3,37 m aos 3,45 m. Na Figura 3.24c) pode observar-se uma amostra de argila siltosa dura, plástica, de cor cinza, com presença abundante de turfas cinzentas-escuras, com presença ocasional de raízes de turfa preta e relva castanha-clara. Ocasionalmente verifica-se a presença de passagens oblíquas, sub-horizontais e planares de argila siltosa com comprimento que varia entre os 9 mm e 23 mm. A Figura 3.24d) ilustra uma amostra composta por areia fina com silte, cinzenta, com laminações com espessura variável entre 0,5 mm a 5 mm de argila plástica ligeiramente siltosa. Ocasionalmente ocorrem laminações de argila com turfa castanha-escura com espessura que varia entre os 2 mm e 41 mm. Capítulo 3 66 a) b) c) d) Figura 3.24 – Amostras do estuário do rio Tamisa na zona de Queenborough: a) argila siltosa dura; b) argila de consistência mole, plástica, ligeiramente siltosa; c) argila siltosa dura, plástica; d) areia fina com silte (Leroueil et al., 2003). Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 67 3.3.4.2 Parâmetros físicos e de identificação O estudo da composição mineralógica deste depósito foi apresentado por Burnett & Fookes (1974) e pode ser observada no Quadro 3.11. Quadro 3.11 – Composição mineralógica das argilas da Ilha Sheppey (Burnett & Fookes, 1974) Partículas < 2m Composição mineralógica Partículas > 2m Composição mineralógica 58% aproximadamente 90% de minerais argilosos dos quais: 57% de montmorilonite 24% de ilite 12% de caulinite 7% de clorite 42% silte sem areia 70% de quartzo 15% de carbonatos e pirite 15% minerais de argila Da análise do quadro verifica-se que a composição da fração argilosa é na sua maioria composta por montmorilonite, embora em menores proporções, também possam ser observadas ilite, caulinite e clorite. As partículas com dimensões superiores a 2 m são todas de silte, compostas na sua maioria por quartzo, apresentando em quantidades muito mais reduzidas os carbonatos, as pirites e os minerais de argila. Em termos granulométricos verifica-se que as partículas são todas finas. Embora a diferença seja marginal, constata-se que as partículas de argila são em maior percentagem que as partículas de silte. A curva granulométrica pode ser observada na Figura 3.25. Figura 3.25 – Curva granulométrica das amostras colhidas a 3 m de profundidade das argilas de Queenborough (Leroueil et al., 2003) argila silte fino médio grosso areia fina média grossa cascalho fino médio grosso calhaus Dimensãodas partículas (mm) percentagem passada (%) Capítulo 3 68 A análise química efetuada nestes solos argilosos revelou que a salinidade presente na água intersticial era de 12,5 g/l. O teor em matéria orgânica (OM) presente no estuário tem um elevado impacto nas suas propriedades de compressibilidade e resistência e varia consideravelmente em profundidade. Devoy (1977) descreveu as camadas principais de turfas (Tilbury I a V) que separam cinco períodos de deposição de partículas argilosas (Tamisa I a V) em Tilbury. Como mostra a Figura 3.26, com esta divisão foi possível elaborar uma correlação entre as diferentes camadas de deposição e a subida relativa do nível do mar (comparativamente ao nível do mar em Newlyn localizado em Cornwall entre 1915 e 1921). Cada horizonte de deposição corresponde a um ponto onde o nível médio do mar retrocedeu e originou que os depósitos localizados nas zonas submersas mais baixas ficassem expostos e se fixassem espécies vegetais. Nas amostras recolhidas há uma evidência clara da presença de restos de vegetação. Figura 3.26 – Subida relativa do nível do mar no Estuário do rio Tamisa em Tilbury (Leroueil et al., 2003). A Figura 3.27 ilustra a evolução em profundidade das principais características físicas e de identificação do solo, sendo estas o teor em água, w, o índice de plasticidade, IP, e o índice de liquidez, IL. Tamisa I Tamisa II Tamisa IIITamisa IV Tamisa V nível médio da maré anos antes do presente (A.P.) máximo nível médio da maré na primavera subida relativa do nível do mar (m) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 69 Figura 3.27 – Variação em profundidade das principais características físicas e de identificação do solo do depósito de Queenborough (Jardine et al., 2003). Da análise da Figura 3.27 pode concluir-se que nos primeiros 2 m de profundidade se está perante uma crosta dessecada com propriedades distintas do resto do depósito. Neste horizonte verifica-se que o índice de liquidez assume valores inferiores relativamente aos observados para as restantes profundidades e abaixo dos 2 m adota um valor médio de 0,8 reduzindo ligeiramente em profundidade. Abaixo da crosta dessecada a diferença entre o teor em água e o limite de liquidez é inferior ao observado nos primeiros 2 m de profundidade. 3.3.4.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão Para o estudo dos parâmetros de compressibilidade foram executados vários ensaios edométricos. Na Figura 3.28 podem visualizar-se os valores obtidos nos ensaios edométricos para o índice de compressibilidade, Cc, e o índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e). w(%) Furo de sonda g e m argila siltosa, dura, laminada, castanha argila siltosa, muito mole a mole, cinzenta com furos verticais, com raízes argila siltosa, muito mole, cinzenta, com furos verticais com raízes e fibras turfosas argila siltosa, muito mole, cinzenta a preta argila siltosa, turfosa, mole, cinzenta cascalho na matriz argilosa argila de Londres profundidade (m) I p (%) I L Capítulo 3 70 a) b) Figura 3.28 – Parâmetros de compressibilidade: a) índice de compressibilidade, Cc; b) índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e) (Jardine et al., 2003). Da análise da Figura 3.28 pode concluir-se que nos primeiros 4 m de profundidade os valores médios do índice de compressibilidade e do índice de compressibilidade normalizado crescem linearmente em profundidade, assumindo um valor constante a partir dessa profundidade. No sentido de estudar a influência da matéria orgânica e o ambiente de sedimentação nestes solos Smith (1992) efetuou ensaios edométricos convencionais de 24 horas em amostras reconstituídas de: a) argila de Queenborough no estado natural (sem processo de secagem), com presença de turfas; b) argila de Queenborough secas ao ar com respetiva redução do teor em matéria orgânica; c) argila artificial criada por Smith (1992) em que a curva intrínseca de compressão e os limites de Atterberg foram obtidos através de adição de montmorilonite à amostra da argila de Queenborough seca ao ar originando, desta forma, uma amostra com caraterísticas diferentes; d) argila de Londres. Os resultados obtidos encontram-se representados na Figura 3.29. C c /(1+e) C c linha média Argila de Londres Argila de Londres -8 -6 -4 -2 0 profundidade (m) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 71 Figura 3.29 – Curva intrínseca de compressão de amostras em diferentes estados da argila de Queenborough (Smith, 1992). Verifica-se que o índice de compressibilidade das amostras no estado natural é sensivelmente igual ao da argila artificial criada por Smith (1992) e assume um valor aproximadamente duplo do índice de compressibilidade das amostras secas ao ar e da argila de Londres. Estes resultados evidenciam a elevada influência da matéria orgânica e do ambiente de sedimentação no valor do índice de compressibilidade. Para avaliar a variação do índice de compressibilidade com o coeficiente de consolidação vertical (cv) foi realizado um ensaio edométrico convencional numa amostra indeformada. Os resultados obtidos são apresentados na Figura 3.30. Verifica-se que enquanto o índice de compressibilidade varia lentamente durante o processo de consolidação no ramo virgem atingindo um valor máximo de 0,95 o valor do coeficiente de consolidação vertical reduz acentuadamente durante esse escalão, atingindo um mínimo de 0,2 m2/ano para uma tensão efetiva vertical de 100 kPa. Podendo pois concluir-se que cv sofre uma diminuição acentuada quando se entra no ramo virgem. 1,8 2,6 1,4 1,0 0,6 0,1 1,0 100 1000 1000010 2,2 3,8 3,4 3,0 estado natural seca ao ar argila artificial argila de Londres log  ' v (kPa) e Capítulo 3 72 Figura 3.30 – Variação do índice de compressibilidade, Cc e do coeficiente de consolidação vertical, cv, em ensaios de consolidação convencionais e curva de compressão intrínseca (Smith, 1992). Para o estudo dos parâmetros de resistência foram executados ensaios laboratoriais e ensaios de campo. Dos ensaios de campo destacam-se o ensaio de corte rotativo in situ e em laboratório, o CPTU e o pressiómetro autoperfurador (SBPT). Dos ensaios laboratoriais destacam-se os triaxiais de compressão e de extensão. A Figura 3.31 ilustra os resultados obtidos nos ensaios de corte rotativo efetuados in situ em solo indeformado, remoldado ou remexido e nos ensaios de corte rotativo realizados em laboratório, designados na Figura 3.31 como “manual”. Como era de esperar, os valores da resistência não drenada dos ensaios realizados em solo indeformado são sempre superiores aos obtidos em solo remoldado ou remexido. O ensaio de corte rotativo realizado em laboratório fornece valores intermédios. Nos primeiros metros correspondentes à crosta dessecada observa-se que esta não tem grande influência no valor da resistência não drenada quando se efetua o ensaio em solo remexido. No entanto, quando o ensaio é efetuado em solo indeformado o valor da resistência não drenada é superior na zona dessecada diminuindo para as restantes profundidades do depósito correspondendo a argilas moles, voltando a assumir um valor mais elevado quando atinge a cota das denominadas argilas de Londres. Constata-se que a sensibilidade (St) diminui em profundidade assumindo, como era de esperar, valores mais elevados na camada dessecada. No entanto, apesar da elevada diminuição deste 10 20 40 60 100 200 400 600 1000 2,0 C c 1,0 C v (m 2 /ano) 0 5 10 c v (ensaio convencional) c v (curva de compressão intrinseca) C c (ensaio convencional) 0,0 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 73 parâmetro, está-se sempre perante argilas muito sensíveis a extremamente sensíveis de acordo com a classificação proposta por Skempton and Northey (1952). Figura 3.31 – Valores da resistência não drenada (cu) em profundidade obtidos em ensaios vane test manual, em solo indeformado e em solo remoldado ou remexido do depósito de Queenborough (Jardine et al., 2003). Na Figura 3.32 podem ser visualizados os resultados do ensaio CPTU realizado com o filtro anelar imediatamente acima do cone. A análise da figura permite verificar que os primeiros 2 m de profundidade correspondem à crosta dessecada. Esta conclusão corrobora o referido aquando da análise dos parâmetros físicos apresentados na Figura 3.27. Entre os 2 m e os 10 m de profundidade está-se perante uma argila mole com uma ligeira intercalação de turfa à profundidade de 6 m. Aos 10 m de profundidade encontra-se uma camada de cascalho com cerca de 0,5 m de espessura sobreposta à argila dura de Londres. A resistência de ponta do cone, qc, no horizonte de argila mole assume valores com pouca oscilação em relação ao valor médio de 200 kPa. A razão atrítica, Rf, no mesmo horizonte assume um valor médio de 2%, com exceção na zona turfosa onde apresenta um pico de valor igual a 6%. Analisando o valor da pressão da água nos poros entre os 2 m e os 10 m, u, podemos concluir que o excesso de pressão é sempre positivo aumentando em profundidade. c u (kPa) profundidade (m) vane test realizado in situ em solo remoldado vane test manual vane test realizado in situ 0 -2 -4 -8 -6 -10 Capítulo 3 80 Com exceção da crosta superficial, o grau de saturação em todo o depósito é de 100%. Assumindo um valor constante para a densidade das partículas sólidas de 2,71 verifica-se que o índice de vazios aumenta de 1,6 na zona superficial para 1,9 a 11,0 m de profundidade, diminuindo progressivamente a partir dessa cota para 1,4 aos 25 m de profundidade. 3.4.1.3 Parâmetros mecânicos e estado de tensão O tratamento das curvas de compressibilidade adquiridas nos ensaios edométricos efetuados em 1973 (Eide & Berre, 1973), durante o período 1982 a 1985 (Karlsrud, 1988) e 2001 (Lunne et al., 2001) pelos métodos de Casagrande (1936) e Janbu (1969) para obtenção da tensão de pré-consolidação (  ´p) forneceram resultados semelhantes, como se pode observar na Figura 3.38. Como se pode observar, os resultados provenientes das amostras em bloco fornecem valores da tensão de pré-consolidação superiores aos obtidos nas amostras com diâmetros de 54 mm e 95 mm. Verifica-se também que o valor da tensão de pré-consolidação é superior à tensão efetiva vertical em cerca de 25kPa, naturalmente devida à consolidação secundária. Figura 3.38 – Evolução em profundidade dos valores pontuais da tensão de pré-consolidação (Lunne et al., 2003a). ' p (kPa) 1973 (amostras  95mm) 1985 (amostras em bloco) 1985 (amostras 95mm) 2001 (amostras em bloco) 2001 (amostras 54mm) tensão efetiva "in situ" ' v0   = 16,35 kN/m 3 ) média de ' p referente às amostras em bloco profundidade (m) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 81 Na Figura 3.39 estão representados os valores do grau de sobreconsolidação (ROC) determinados diretamente a partir de ensaios edométricos (Eide & Berre, 1973, Eidsmoen & Lacasse, 1985 e Lunne et al., 2001) e indiretamente usando os resultados dos ensaios dilatométricos. Figura 3.39 – Evolução em profundidade do grau de sobreconsolidação (Lunne et al., 2003a). Verifica-se que na zona superficial até aos 4 m de profundidade o valor do grau de sobreconsolidação assume valores relativamente elevados, variando entre 4 e 2. A partir dessa cota os valores pontuais desse índice assumem pouca oscilação entre o valor médio de 1,5. Uma vez que os valores do grau de sobreconsolidação com base nos ensaios dilatométricos são obtidos através do modelo de regressão desenvolvido por Marchetti (1980) para argilas italianas, Lunne et al. (2003a) enfatizam que os valores obtidos através dos ensaios edométricos são de maior confiança. Na Figura 3.40 representam-se os valores obtidos nos ensaios edométricos para o índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e), e a linha de tendência obtida por Lambe & Whitman (1979) que relaciona o índice de compressibilidade normalizado com o teor de água. Pode concluir-se que na generalidade os valores obtidos para o índice de compressibilidade normalizado estão compreendidos entre 0,2 e 0,3. Verifica-se que há uma tendência para os mesmos aumentarem em profundidade existindo uma zona mais compressível entre os 8 m e os 10 m de profundidade. ROC ensaios dilatométricos (1979) ensaios dilatométricos (1983-1984) profundidade ( m ) 1985 (amostras em bloco) 2001 (amostras em bloco) 1985 (amostras 95mm) Capítulo 3 82 Figura 3.40 – Índice de compressibilidade normalizado, Cc/(1+e) consolidação (Lunne et al., 2003a). Comparando os valores obtidos para o índice de compressibilidade normalizado com a linha de tendência média obtida por Lambe & Whitman (1979), verifica-se que as argilas do campo experimental de Onsøy são mais compressíveis do que o sugerido pelo modelo de regressão representado, possivelmente devido ao seu baixo teor em matéria orgânica. Na Figura 3.41 estão representados os valores pontuais dos coeficientes de consolidação vertical (cv) e horizontal (ch). Figura 3.41 – Valores pontuais dos coeficientes de consolidação vertical (cv) e horizontal (ch) (Lunne et al., 2003a). profundidade (m) 1985 (amostras 95mm) 1985 (amostras em bloco) 2001 (amostras 54mm) 2001 (amostras em bloco) 0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4 0,45 0,5 0 5 10 15 20 25 30 C c /(1+e) Linha média obtida através da aplicação do modelo de regressão Cc/(1+e)=f(w) (Lambe & Whitman, 1979) profundidade (m) 0 5 10 15 20 25 30 c v e c h (m 2 /ano) 0 20 40 60 80 100 ch(BAT) ch(piezocone) cvpara  'v0 (edométricos, amostras 95mm,1985) cvpara  'v0 (edométricos, amostras em bloco,1985) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 83 Como referem Lunne et al. (2003a) há uma considerável dispersão de resultados para os valores dos coeficientes de consolidação vertical e horizontal. No entanto, pode concluir-se que os resultados obtidos nos ensaios de medição da condutividade hidráulica (sistema BAT) são semelhantes aos valores obtidos nos ensaios edométricos (valores obtidos para a tensão efetiva inicial) e não parece haver diferença no tipo de amostra utilizada, isto é, os resultados não diferem quer se utilize uma amostra com diâmetro de 95 mm ou em bloco. A determinação dos valores do coeficiente de consolidação horizontal através dos ensaios CPT com dissipação do excesso de pressão neutra foi efetuada utilizando o método modificado de Baligh & Levadoux (1980) podendo o leitor consultar Lunne et al. (1997) para mais detalhes. Verifica-se que estes valores são 2 a 4 vezes superiores aos obtidos nos ensaios de medição da condutividade hidráulica (sistema BAT) e nos ensaios edométricos (Soares et al., 1987). Os valores mais elevados podem ser explicados devido ao tipo de ensaio e à forma como a análise de dados foi efetuada e não devido à anisotropia de permeabilidade do material. Para o estudo dos parâmetros de resistência foram executados ensaios laboratoriais e ensaios de campo. Dos ensaios de campo destacam-se os ensaios de corte rotativo in situ, o CPTU, o pressiómetro autoperfurador (SBPT) e o pressiómetro com cone, com penetração por pressão (PCPT). Dos ensaios laboratoriais destacam-se os triaxiais não drenados consolidados anisotropicamente de compressão (CAUC) e de extensão (CAUE), o triaxial CK0U e o corte direto. O depósito de solos moles de Onsøy tem sido alvo de inúmeros ensaios de corte rotativo in situ, apresentando-se a Figura 3.42, a título exemplificativo. Capítulo 3 84 Figura 3.42 – Valores da resistência não drenada (cu) em profundidade obtidos em ensaios de corte rotativo in situ (Lunne et al., 2003a). Bandis & Lacasse (1986) calcularam o valor da resistência não drenada derivado de ensaios pressiométricos através de 11 metodologias analíticas diferentes. A análise envolveu 24 ensaios autoperfuradores (SBPT) e 17 ensaios com cone. Na Figura 3.43 estão representados o intervalo de valores obtidos para a resistência não drenada derivados dos ensaios referidos, de ensaios CK0U e resultados obtidos em 9 campos experimentais em solo similar que os autores consideraram serem valores de referência devido à sua elevada qualidade. profundidade (m) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 c u (kPa) 0 10 20 30 40 50 60 valor médio ± 1 (9 ensaios,1973) 1982 - 1985 McClelland, Ltd. NGI Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 85 Figura 3.43 – Valores obtidos para a resistência não drenada derivados dos ensaios SBPT, PCPT, CK0U e de 9 campos experimentais em solo similar (Lacasse et al., 1990). Os autores concluíram que a resistência não drenada derivada dos ensaios SBPT é da mesma ordem de grandeza, embora difira dos valores derivados obtidos de outros ensaios. O intervalo de variação da resistência não drenada derivada dos ensaios SBPT é sempre bastante superior aos valores obtidos através dos ensaios CK0U e de corte rotativo in situ. Os valores mais elevados da resistência não drenada obtidos nos ensaios SBPT são explicados pelos autores devido à perturbação induzida no solo aquando a instalação do equipamento, ao comprimento limitado da sonda, à drenagem parcial durante a expansão da membrana, a metodologias de interpretação de resultados inadequadas e a erros experimentais. Pelo exposto, Lacasse et al. (1990) não recomendam a realização dos ensaios pressiométricos para obtenção do valor da resistência não drenada uma vez que existem outros ensaios in situ, nomeadamente o de corte rotativo, menos dispendioso, mais rápido e de maior confiança. A Figura 3.44 ilustra uma compilação dos resultados da resistência não drenada através dos ensaios triaxiais CAUC e CAUE, de corte direto, todos efetuados nas amostras em bloco, e o valor médio dos 9 ensaios de corte rotativo in situ. São também apresentados os respetivos valores obtidos para a resistência não drenada normalizada (cu/  ’v0). c u (kPa) 0 20 40 60 80 0 5 10 15 20 25 30 profundidade (m) SBPT PCPT CK 0 U outros depósitos intervalo de variação de c u no depósito em estudo Capítulo 3 86 a) b) Figura 3.44 – Evolução em profundidade: a) resistência não drenada (cu); b) resistência não drenada normalizada (cu/  ’v0) para as amostras em bloco (Lunne et al., 2003a). Verifica-se que o valor da resistência não drenada é sempre superior nos ensaios CAUC, dando o ensaio de corte direto valores intermédios e o ensaio CAUE valores inferiores. Os valores médios obtidos nos ensaios de corte rotativo in situ mostram uma coincidência quase perfeita com os valores obtidos no ensaio de corte direto até aos 10 m de profundidade sendo que a partir dessa cota fornecem um valor intermédio entre os ensaios de corte direto e o CAUE. Analisando o valor da resistência não drenada normalizada pode concluir-se que a mesma diminui com o aumento da profundidade na mesma relação que o grau se sobreconsolidação (ver Figura 3.44). Na Figura 3.45 estão representados os valores da sensibilidade (St) aquando da realização dos ensaios de corte rotativo in situ em solo indeformado e remoldado ou remexido. 0 5 10 15 20 25 30 profundidade (m) c u (kPa) 0 10 20 30 40 50 0 5 10 15 20 25 30 c u /' v0 0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 CAUC corte direto CAUE vane-test CAUC corte direto CAUE vane-test Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 87 Figura 3.45 – Valores sensibilidade (St) em profundidade obtidos em ensaios de corte rotativo in situ (Lunne et al., 2003a). Analisando os valores obtidos para a sensibilidade (St) observa-se que embora diminuindo em profundidade possuem pouca oscilação, variando entre 6 e 8, com uma exceção à profundidade de 14 m onde o valor apresenta um pico. Pode pois concluir-se que as argilas presentes neste depósito são muito sensíveis a extremamente sensíveis de acordo com a classificação proposta por Skempton and Northey (1952). Lacasse et al. (1985) analisando os valores obtidos nos ensaios triaxiais CAUC concluíram que o valor do ângulo de resistência ao corte em tensões efetivas das argilas de Onsøy varia entre 30º a 33º e a coesão assumia valores quase nulos. Na Figura 3.46 representa-se a evolução em profundidade do módulo de distorção máximo obtido em laboratório através de ensaios de coluna ressonante e in situ através de ensaios SCPTU (cone penetrométrico com leitura sísmica). Os resultados são discutidos com detalhe em Eidsmoen & Lacasse (1985), sendo apenas apresentado neste trabalho um pequeno resumos dos mesmos. S t Capítulo 3 88 Figura 3.46 – Evolução em profundidade do módulo de distorção máximo (Lunne et al., 2003a) Verifica-se que os resultados obtidos com o cone sísmico são muito consistentes e apresentam um desenvolvimento quase linear em profundidade desde 10 MPa, próximo da superfície, até 30 MPa, a 20 m de profundidade. Os ensaios com a coluna ressonante também evidenciam um desenvolvimento aproximadamente linear em profundidade, no entanto apresentam sempre valores inferiores aos observados com o cone sísmico devido à inevitável perturbação das amostras. 3.5 CONCLUSÕES DO CAPÍTULO Neste capítulo foi apresentado um resumo de alguns campos experimentais desenvolvidos para estudar as caraterísticas físicas e mecânicas de solos moles. Inicialmente foi feita uma breve descrição histórica e geológica e foram apresentadas algumas caraterísticas físicas e mecânicas obtidas através de ensaios de laboratório e (ou) no campo. Verificou-se que os depósitos de solos moles estudados constituem um grupo de depósitos cujas caraterísticas são, sob diversos pontos de vista, claramente distintas das usualmente observadas noutros depósitos naturais salientando-se a grande variabilidade espacial que os diversos parâmetros físicos e mecânicos estudados assumem. Desta forma, os valores apresentados devem ser sempre convenientemente avaliados sob pena de serem produzidas conclusões totalmente desajustadas. 0 10 20 30 40 50 60 70 80 G 0 (MPa) 0 5 10 15 20 25 30 35 profundidade (m) coluna ressonante cone sísmico 1 cone sísmico 2 cone sísmico 3  = 18 kN/m 3  = 16,4 kN/m 3  = 16 kN/m 3  = 16,3 kN/m 3  = 16,8 kN/m 3 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 89 O Quadro 3.15 apresenta os intervalos de valores de alguns parâmetros de identificação apresentados anteriormente. Quadro 3.14 – Intervalo de valores de alguns parâmetros de identificação para diversos solos A mbiente deposicional Local Composição granulométrica OM (%) Limites de Atterberg % argila % silte % areia wL (%) wP (%) Continental Massachusetts, Estados Unidos 36 - 55 45 - 62 0 - 2 0,3 - 0,7 38 - 65 28 - 31 Transição Rio Mondego 10 - 30 32 - 98 10 - 45 0,3 - 13,0 39 - 73 (1) 30 - 46 (1) Baixo Vouga 10 - 31 51 – 84 0 - 28 3,0 – 10,0 27 - 77 19 - 42 Sarapuí, Brasil 69 18 13 4,1 - 6,0 60 - 170 30 - 60 Queenborough, Reino Unido 58 42 0 -- 60 - 120 20 - 25 Marinho OnsØy, Noruega 30 - 70 -- -- 0,6 70 30 Legenda: (1) – amostra no estado natural. No que respeita aos intervalos de valores de alguns índices físicos, os resultados obtidos resumem-se no Quadro 3.15. Quadro 3.15 – Intervalo de valores de alguns índices físicos para diversos solos Domínio Local w (%)  (kN/m3) Gs e Sr (%) Continental Massachusetts, Estados Unidos 24 - 62 16,6 - 19,2 -- -- 100 Transição Rio Mondego 56 - 114 12,8 - 16,7 2,43 - 2,65 1,1 - 3,2 91 - 101 Baixo Vouga 30 - 89 12,0 – 18,5 2,45 – 2,72 1,02 – 1,95 91 - 100 Sarapuí, Brasil 40 - 180 12,5 - 14,5 -- 2,46 - 4,9 40 - 180 Queenborough, Reino Unido 30 - 105 -- -- -- -- Marinho OnsØy, Noruega 50 - 70 16,35 2,71 1,4 - 1,9 100 No Quadro 3.16 representa-se os intervalos dos valores obtidos para alguns parâmetros de consolidação, de compressibilidade e estado de tensão. Capítulo 4 96 exposto, a quantificação do teor em matéria orgânica assume elevada importância na caracterização geotécnica dos solos objeto do presente estudo. Embora se reconheça a importância da presença da matéria orgânica no solo, pode dizer-se que em Portugal os estudos sobre o tema são incipientes. Este fator deve-se em grande medida à dificuldade e à complexidade em estudar a matéria orgânica e as suas macromoléculas constituintes, as substâncias húmicas (ácido húmico, ácido fúlvico e humina) e também devido a alguma controvérsia relativamente à determinação experimental do seu valor. Betelev (1995) classifica os diversos métodos utilizados para a determinação do teor em matéria orgânica em três grupos, que se distinguem pela forma como a matéria orgânica é eliminada do solo, sendo estes: o método de perdas por ignição, o método oxidimétrico e os métodos de oxidação seca. Kédzi (1980) considera ainda um outro grupo de métodos, os de oxidação húmida. Embora não exista um procedimento normalizado que defina as condições de ensaio no método de perdas por ignição, este é o mais utilizado em termos de engenharia. Consiste na eliminação da matéria orgânica a altas temperaturas, sendo a quantidade de matéria orgânica determinada pela perda de massa relativamente à do solo seco à temperatura de referência. O método oxidimétrico, adotado como referência em Portugal (Esp. LNEC E 201 - 1967) e no Reino Unido (BS1377-teste 8, 1975), consiste na oxidação da matéria orgânica pelo dicromato de potássio, formando dióxido de carbono, sendo o teor em carbono da matéria orgânica estimado em 58%. O método da oxidação seca, descrito por Kédzi (1980), consiste na eliminação da matéria orgânica por oxidação, através do aquecimento do solo numa corrente de ar ou oxigénio quente, transformando o carbono em dióxido de carbono. O teor em matéria orgânica é estimado a partir da quantidade de dióxido de carbono produzida, baseando-se o cálculo na estimativa do conteúdo médio de carbono na matéria orgânica. Betelev (1995) apresenta uma evolução mais promissora do método, a qual dispensa a utilização da corrente de oxigénio aquecido a 1000ºC. Como solução alternativa defende a utilização de óxido de cobalto (CO3O4) como catalisador da combustão, o qual promove a completa oxidação da matéria orgânica mesmo numa corrente de ar aquecida a 500ºC. O método da oxidação húmida, recomendado em Portugal (E196, 1966; JAE, S.9-53) e Reino Unido (BS1377-teste 7d, 1975), consiste na oxidação da matéria orgânica por água oxigenada (H2O2) a 20 volumes. Kédzi (1980) refere que a reação de oxidação é identificada pela formação de espuma, libertação de gás e aquecimento do recipiente que contém a mistura, sendo a Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 97 quantidade de matéria orgânica determinada pela diferença dos pesos secos das amostras natural e sujeita ao tratamento. Atendendo ao exposto, fez-se uma divisão dos resultados obtidos de acordo com o método utilizado para a determinação do teor em matéria orgânica (OM). Como se pode constatar no Quadro 4.3, no conjunto das 40 amostras em que se desconhece o método utilizado para determinação do teor em matéria orgânica, verifica-se que este parâmetro assume valores que variam entre 0,60% e 8,0%, com média de 2,82%. Estes valores sobem significativamente quando o método utilizado é o da ignição (50-400ºC), variando entre 3,21% e 13,0%. Utilizando o método da oxidação húmida (H2O2) obtêm-se valores intermédios, que variam entre 1,29% e 5,0%, com média de 3,37%. Quadro 4.3 – Valores estatísticos e extremos do teor em matéria orgânica (OM) Índice Método utilizado Mínimo Máximo Média Desvio padrão Nº ensaios OM (%) Desconhecido 0,60 8,00 2,82 1,71 40 Ignição 50-400ºC até 3 m 5,25 13,00 8,86 2,03 76 > 3 m 3,21 8,56 5,93 1,24 210 H2O2 1,29 5,00 3,37 1,06 16 Analisando os valores obtidos nos resultados pontuais da variação do teor em matéria orgânica em profundidade, representados na Figura 4.3a, verifica-se que os mesmos assumem uma variação espacial significativa. Tendo em conta a influência deste parâmetro nas propriedades físicas e mecânicas do solo, os resultados observados permitem concluir sobre a responsabilidade desta na variação espacial observada para as restantes propriedades dos solos aluvionares ocorrentes no continente português. Verifica-se que, independentemente do processo utilizado para determinação do teor em matéria orgânica, este não apresenta uma evolução constante em profundidade, exibindo valores mais elevados à superfície (até 2 m de profundidade), o que parece inteiramente razoável. Com o objetivo de obter uma melhor perceção sobre a evolução média do teor em matéria orgânica, representa-se na Figura 4.3b o valor médio em profundidade para cada um dos diferentes processos de determinação deste parâmetro. No método da ignição (50-400ºC) verifica-se uma enorme dispersão quando se compara os valores pontuais com o valor médio, nomeadamente na zona mais superficial. Verifica-se que essa dispersão diminui em profundidade. Capítulo 4 98 a) b) Figura 4.3 – Variação em profundidade do teor em matéria orgânica (OM): a) resultados pontuais; b) valores médios. Os valores obtidos nos ensaios das amostras por oxidação húmida apresentam sempre valores inferiores aos obtidos no método de ignição (50-400ºC), eventualmente devido à limitada ação da água oxigenada na decomposição dos resíduos das plantas e das fibras orgânicas. Estes resultados corroboram os evidenciados por Soares (1995) e Coelho (2000) nos solos do Baixo Mondego. 4.3.3 LIMITES DE ATTERBERG OU DE CONSISTÊNCIA 4.3.3.1 Consistência de um solo Na Figura 4.4 apresentam-se os limites de Atterberg, onde em abcissas se representa o teor em água de uma pasta de solo argiloso misturada homogeneamente com água e em ordenadas o respetivo índice de vazios. 0 5 10 15 20 25 30 02468101214 profundidade (m) OM (%) OM (Processo desconhecido) OM (Ignição 50-400ºC) OM (H2O2) 0 5 10 15 20 25 30 02468101214 OM (%) OM (Processo desconhecido) OM (Ignição 50-400ºC) OM (H2O2) média OM (Ignição 50-400ºC) (H2O2) (H2O2) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 99 Figura 4.4 – Mudança na consistência da argila durante o processo de secagem (Matos Fernandes, 2006). No Quadro 4.4 encontram-se representados os valores dos limites de Atterberg de solos argilosos constituídos por um único mineral de argila. Quadro 4.4 – Limites de Atterberg de minerais de argila (Mitchell, 1976) Minerais de argila Limite de liquidez, wL (%) Limite de plasticidade, wP (%) Limite de retração, ws (%) Montmorilonite 100 – 900 50 – 100 8,5 – 15 Ilite 60 – 120 35 – 60 15 – 17 Caulinite 30 – 110 25 – 40 25 – 29 Fator que pode ter bastante importância na determinação dos limites de Atterberg é o modo de preparação das amostras. Se em solos inorgânicos este fator não tem praticamente influência, nos solos orgânicos pode alterar significativamente os resultados, uma vez que a secagem da amostra origina uma diminuição da quantidade de matéria orgânica presente minorando consequentemente a capacidade de absorção de água. Desta forma, a fim de também tentar avaliar o impacto da secagem sobre as caraterísticas de plasticidade do solo, serão apresentados os valores dos limites de Atterberg em função do modo de preparação da amostra. 4.3.3.2 Limite de liquidez Para a determinação do limite de liquidez podem ser utilizados dois métodos distintos, o método que usa a concha de Casagrande e o método que usa a queda de um cone (fall-cone test). O limite  e 0 wS volume constante friável P w moldável L w fluído w Secagem a Comp. Comp. Comp. S = e w=S G= variável w e= constante G = Formas que a relação assume ao longo do campo de variação de Gw = Se S0 < 100% 100%S = w G 1 Capítulo 4 100 de liquidez é o índice mais significativo dos limites de consistência, permitindo classificar os solos finos quanto à plasticidade de acordo com o Quadro 4.5. Quadro 4.5 – Classificação das argilas quanto à plasticidade (Head, 1980) Plasticidade wL (%) Baixa < 35 Média 35 - 50 Alta 50 - 70 Muito alta 70 - 90 Extremamente alta > 90 Como se pode constatar no Quadro 4.6, no conjunto das 9 amostras ensaiadas no estado natural, isto é, sem secagem prévia, verifica-se que o limite de liquidez (wL) assume valores que variam entre 70% e 110%, com média de 82%. Para as amostras secas ao ar, em número igual a 361, este índice oscila entre os 27% e 98%, com valor médio de 59%. Quadro 4.6 – Valores estatísticos e extremos do limite de liquidez (wL) Índice Preparação da amostra Mínimo Máximo Média Desvio padrão Nº ensaios wL (%) Estado natural 70 110 82 12 9 Seca ao ar 27 98 59 13 361 Os resultados do limite de liquidez assumem variação espacial expressiva em profundidade, como ilustra a Figura 4.5a. Ainda que o número de ensaios disponíveis para profundidades maiores seja inferior, parece existir uma tendência para a banda de variação se estreitar em profundidade. Este facto poderá ser em parte explicado pelo facto de a quantidade de matéria orgânica também diminuir em profundidade (ver 4.3.2). Analisando os valores médios do limite de liquidez em profundidade, obtidos através da média aritmética dos resultados pontuais para as diversas profundidades, verifica-se que possuem pouca flutuação, assumindo valores que oscilam entre 40% e 60%, para as amostras secas ao ar, e entre 70% e 100%, para as amostras que se encontram no estado natural. Esses resultados podem ser observados na Figura 4.5b. Outro fenómeno que pode ser observado, quer analisando os resultados pontuais quer analisando os valores médios, é a extraordinária redução da plasticidade do solo quando sujeito a secagem, produzindo um efeito notável sobre os valores obtidos na determinação do limite de liquidez. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 101 a) b) Figura 4.5 – Variação em profundidade do limite de liquidez (wL): a) resultados pontuais; b) valores médios. De acordo com a classificação apresentada no Quadro 4.5, pode concluir-se que as amostras secas ao ar possuem uma plasticidade média a extremamente alta, enquanto as amostras no estado natural têm plasticidade muito alta a extremamente alta. No sentido de averiguar se algum parâmetro tem influência na variabilidade acentuada do limite de liquidez foram efetuadas algumas restrições adicionais às mencionadas em 4.2, sendo estas: a) separar os resultados considerando a influência da bacia hidrográfica onde as amostras foram recolhidas e b) considerar amostras com índices de vazios superiores a 1,0, 1,5 e 2,0. Considerando a bacia hidrográfica com a constituição geológica atualmente aflorante e apenas considerando as argilas provenientes dos minerais argilosos contidos nas rochas aflorantes e dos minerais de neoformação, as bacias hidrográficas foram agrupadas em quatro grupos: 1º. Rios Cávado, Leça e Guadiana, com uma contribuição predominante do soco ibérico, de granitos, de rochas metassedimentares xistentas e de minerais argilosos precipitados a partir das soluções aquosas veiculadas pelas redes hidrográficas; 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 profundidade (m) wL(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar Capítulo 4 102 2º. Rios Vouga e Mondego, com contribuição mista de rochas hersínicas do soco ibérico e de rochas sedimentares do secundário, de grés, de argilas e de calcários; 3º. Rios Tejo e Sado, com contribuição, em posição distal, de rochas granitóides e metassedimentos xistentos e, em posição proximal, de sedimentos areno-argilosos do Terciário; 4º. Rio Lis, Ribeiras do Oeste e Ribeiras do Algarve, com predominância de rochas carbonatadas, essencialmente calcários do Jurássico e grés do Cretácico. No Quadro 4.7 estão sintetizados os resultados obtidos e nas Figuras 4.5 e 4.6 representa-se a variação do limite de liquidez em profundidade considerando os novos cenários admitidos. A limitação aplicada ao índice de vazios apenas afetou no número de resultados de ensaios, uma vez que a variabilidade acentuada do limite de liquidez se mantém. A análise dos resultados referentes às bacias hidrográficas deve ser feita salvaguardando a considerável diferença entre o número de resultados obtidos para cada grupo. O intervalo de variação do limite de liquidez mantem-se elevado, sendo apenas de salientar que os valores médios obtidos nas bacias hidrográficas dos rios Vouga e Mondego, por um lado, e, Lis, Ribeiras do Oeste e Ribeiras do Algarve, por outro lado, são inferiores aos obtidos nas restantes bacias hidrográficas consideradas. Quadro 4.7 – Valores estatísticos e extremos do limite de liquidez (wL) com diversas restrições Índice Restrição Mínimo Máximo Média Desvio padrão Nº ensaios wL (%) e > 1,0 (1) 70 110 82 12 9 (2) 33 98 60 12 350 > 1,5 (1) 70 110 82 12 9 (2) 41 98 62 11 299 > 2,0 (1) 76 110 86 13 6 (2) 43 98 65 12 145 Bacia hidrográfica Cávado, Leça e Guadiana (2) 51 82 64 13 9 Vouga e Mondego (1) 70 110 82 12 9 (2) 31 84 53 10 61 Tejo e Sado (2) 27 95 61 12 261 Lis, Ribeiras do Oeste e Ribeiras do Algarve (2) 27 98 51 19 28 Legenda: (1) – amostra no estado natural; (2) – amostra seca ao ar. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 103 a) b) c) Figura 4.6 – Variação em profundidade do limite de liquidez (wL) para: a) e > 1; b) e > 1,5; c) e > 2. a) b) c) d) Figura 4.7 – Variação em profundidade do limite de liquidez (wL) por bacia hidrográfica: a) Cávado, Leça e Guadiana; b) Vouga e Mondego; c) Tejo e Sado; d) Lis, Ribeiras do Oeste, Ribeiras do Algarve e Guadiana. 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 profundidade (m) wL(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100120 profundidade (m) wL(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar amostra no estado natural amostra seca ao ar 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 40 60 80 100 120 wL(%) Capítulo 4 104 4.3.3.3 Limite de plasticidade e índice de plasticidade Como se pode constatar no Quadro 4.8, no conjunto das 9 amostras ensaiadas no estado natural, verifica-se que o limite de plasticidade assume valores que variam entre 33% e 45%, com média de 38%. Para as amostras secas ao ar, em número igual a 360, este índice oscila entre os 13% e 69%, com valor médio de 31%. Quadro 4.8 – Valores estatísticos e extremos do limite de plasticidade (wP) Índice Preparação da amostra Mínimo Máximo Média Desvio padrão Nº ensaios wP (%) Estado natural 33 45 38 5 9 Seca ao ar 13 69 31 7 360 Analisando a Figura 4.8a, onde se representa os resultados pontuais da variação do limite de plasticidade em profundidade, verifica-se que são mais constantes para maiores profundidades. A Figura 4.8b permite concluir que, tal como constatado aquando da análise do limite de liquidez, os valores médios do limite de plasticidade em profundidade quando as amostras são previamente secas ao ar mostram pouca oscilação, apresentando aos 10 m e aos 23 m alguma variação pontual, normalizando novamente para maiores profundidades. a) b) Figura 4.8 – Variação em profundidade do limite de plasticidade (wP): a) resultados pontuais; b) valores médios. 0 5 10 15 20 25 30 35 40 10 20 30 40 50 60 70 profundidade (m) wP(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar 0 5 10 15 20 25 30 35 40 20 25 30 35 40 45 50 wP(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 105 Analisando os valores do limite de plasticidade das amostras com resultados do índice de vazios superiores a 1,0, 1,5 e 2,0 pode verificar-se que a restrição não afeta a variabilidade do parâmetro, apenas se reflete no número de ensaios. A análise dos resultados por agrupamento de bacias hidrográficas evidencia dois padrões de comportamento. Verifica-se que os valores médios do limite de plasticidade nas bacias hidrográficas dos rios Lis, Ribeiras do Oeste e Ribeiras do Algarve, por um lado, e, Tejo e Sado, por outro lado, são inferiores aos obtidos nas restantes bacias hidrográficas consideradas. Esta observação corrobora em parte os resultados obtidos para o limite de liquidez relativamente às bacias hidrográficas dos rios Lis, Ribeiras do Oeste, Ribeiras do Algarve. Os resultados obtidos estão representados no Quadro 4.9 e nas Figuras 4.8 e 4.9. Quadro 4.9 – Valores estatísticos e extremos do limite de plasticidade (wP) com diversas restrições Índice Restrição Mínimo Máximo Média Desvio padrão Nº ensaios wP (%) e > 1,0 (1) 33 45 38 5 9 (2) 18 69 32 7 350 > 1,5 (1) 33 45 38 5 9 (2) 21 69 32 7 299 > 2,0 (1) 33 45 39 5 6 (2) 22 69 34 8 145 Bacia hidrográfica Cávado, Leça e Guadiana (2) 23 46 35 9 9 Vouga e Mondego (1) 33 45 38 5 9 (2) 19 59 36 9 61 Tejo e Sado (2) 16 43 30 4 261 Lis, Ribeiras do Oeste e Ribeiras do Algarve (2) 13 69 28 13 28 Legenda: (1) – amostra no estado natural; (2) – amostra seca ao ar. Capítulo 6 208 O ensaio DMT é o que fornece um intervalo de variação mais estreito para a resistência não drenada. No entanto, o limite superior parece estar sobrestimado. 6.7 CONCLUSÕES DO CAPÍTULO O estudo dos parâmetros de resistência em termos de tensões efetivas, a partir do tratamento dos resultados de ensaios triaxiais, e em tensões totais, com base na análise dos resultados obtidos nos ensaios triaxiais, DMT, CPTU e FVT, revestiu-se de bastantes dificuldades. Relativamente aos ensaios triaxiais, as dificuldades surgiram logo na fase inicial quando foi efetuada a análise dos boletins de ensaio, pois ao serem realizados por entidades diferentes, a forma de apresentação dos resultados e a forma como a consolidação era realizada nem sempre estava definida claramente. Outra dificuldade resultou do facto de os ensaios serem efetuados em diferentes condições e com tensões de consolidação independentes do seu estado de tensão in situ. Uma vez que se trata de solos normalmente consolidados, com graus de sobreconsolidação próximos da unidade, a simulação do seu comportamento só seria possível se nos ensaios fossem empregues níveis de tensão compatíveis com o estado normalmente consolidado. No entanto, o que se verifica é que os valores da tensão de confinamento nos ensaios triaxiais realizados em contexto comercial são geralmente escolhidos de forma rotineira e sem o cuidado de serem adaptados à simulação do estado de tensão in situ das amostras. Este aspeto particular limitou bastante o número de resultados do valor da resistência não drenada comparáveis aos valores obtidos in situ. Outro aspeto que dificultou a análise dos resultados foi a questão do critério para identificação da rotura adotado pelas diversas entidades responsáveis pelos ensaios, que não foi sempre o mesmo, e cuja escolha condiciona em grande medida os resultados obtidos. Para que os resultados fossem comparáveis foi necessário definir um critério de rotura único e em seguida reanalisar os boletins de ensaio de forma a retirar os resultados que satisfizessem esse critério. Apesar destas dificuldades, foi possível chegar a algumas conclusões no que se refere ao comportamento mecânico dos solos silto-argilosos moles. Relativamente aos parâmetros resistentes em tensões efetivas obteve-se uma envolvente de rotura a que corresponde um ângulo de resistência ao corte de 29 º e coesão efetiva nula. Relativamente aos parâmetros de resistência em termos de tensões totais, como já foi referido, foram poucos os resultados obtidos em que a tensão de consolidação do ensaio foi próxima da tensão efetiva in situ, o que limitou o número de resultados comparáveis com os obtidos nos ensaios de campo. A análise de todos os resultados disponíveis permitiu definir um limite inferior para a resistência não drenada. Foi investigada a hipótese de comportamento normalizado destes Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 209 solos, concluindo-se que a razão cu /’c apresenta uma tendência generalizada para convergir para o intervalo de valores entre 0,2 e 0,4 (Ladd et al., 1977; Matos Fernandes, 2006) à medida que  ’c do ensaio se afasta, para valores superiores, da tensão efetiva inicial in situ. Nesta análise e, considerando apenas os resultados de cu nos casos em  ’c é próximo de  ’v0, foi possível concluir que a adoção da expressão teórica (6.4), que fornece cu em função de  ’, c’, K0,  ’v0 e Af traduz de forma satisfatória os resultados experimentais, e permite estabelecer expressões que se podem definir como limites à esquerda e à direita para a resistência não drenada em função da profundidade. A análise dos resultados obtidos no ensaio DMT para a resistência não drenada permitiu concluir que estes forneciam um limite mínimo (cu/'v0 = 0,3) bastante consistente com o referido na bibliografia para estes solos. No entanto, o limite superior parece fornecer valores superiores (cu/'v0 = 0,7) ao espectável. Este facto pode ter duas explicações, nomeadamente o facto de a expressão desenvolvida por Marchetti (1980) quando aplicada aos solos silto-argilosos moles portugueses (IDMT < 0,9) poder sobrestimar o valor de cu ou a presença frequente de conchas e outros fósseis nos horizontes onde o ensaio é executado, poder resultar num valor desta grandeza superior ao esperado. Relativamente aos valores obtidos para a resistência não drenada derivada do CPTU foi possível concluir que considerando um valor de Nkt próximo de 9 os resultados balizavam de forma consistente os valores obtidos nos ensaios DMT e FVT. Nos resultados obtidos neste ensaio verificou-se, de uma forma mais notória, a grande heterogeneidade existente nos primeiros 8,0 m de profundidade, traduzindo-se esta camada por uma resistência bastante superior. No entanto, deve referir-se que este fenómeno é consistente com todos os resultados analisados, podendo este valor definir o limite para a base da camada dessecada nos solos em análise. Deve ser salientado que a camada superior sobreconsolidada é mais espessa do que seria à partida de esperar. O estudo dos resultados obtidos no ensaio FVT parece confirmar o comportamento normalizado destes solos, possibilitando definir um limite inferior para a evolução da resistência não drenada bastante concordante com o que seria de esperar para estes solos. No entanto, o limite superior também parece excessivo, podendo a explicação para este fenómeno residir também na existência de pequenas intercalações arenosas e na presença de conchas e outros fósseis. Capítulo 6 210 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 7 CAMPO EXPERIMENTAL ENSAIOS DE LABORATÓRIO 7.1 INTRODUÇÃO Este capítulo tem por objetivo apresentar informações gerais sobre a região em estudo, localizar o campo experimental e, sobretudo, apresentar resultados de ensaios de laboratório que possibilitem a identificação dos perfis e propriedades do solo. Estas informações serão muito úteis para o conhecimento e a compreensão do comportamento dos solos moles e das metodologias de interpretação apresentadas. No estudo que agora se apresenta são descritos e interpretados os trabalhos desenvolvidos que consistiram no planeamento e execução de uma campanha de prospeção geotécnica em finais de 2012 e início de 2013, bem como na consulta de elementos bibliográficos existentes sobre o local. A caraterização de campo consistiu na realização de duas sondagens de furação à rotação, acompanhadas de colheita de amostras (remexidas e intactas) e de ensaios de carte rotativo (vane test), de duas sondagens de penetração com o cone-penetrométrico holandês sísmico (SCPTU1 e SCPTU2), acompanhadas de três ensaios de dissipação contínuos, e, ainda, de ensaios com o dilatómetro de Marchetti (DMT) ao longo de uma dada vertical. Os ensaios laboratoriais foram realizados no Laboratório de Geotecnia da FEUP, e incluíram ensaios de identificação e de caraterização física, ensaios de compressão e de extensão triaxial em condições não drenadas e ensaios edométricos clássicos e de longa duração. Capítulo 7 212 Os ensaios triaxiais foram realizados com consolidação anisotrópica para diferentes tensões de consolidação, de forma a permitir a caraterização da respetiva envolvente de rotura. Os ensaios edométricos clássicos tiveram como principal objetivo o de avaliar os índices de compressibilidade (Cc) e de recompressibilidade (Cr) e os coeficientes de compressibilidade (av) e de consolidação (cv) para os diferentes níveis de tensão aplicados, a tensão de pré-consolidação e os respetivos graus de sobreconsolidação. Os ensaios edométricos de longa duração destinaram-se à caraterização da fluência destes solos naturais. 7.2 CARATERÍSTICAS GERAIS DA REGIÃO 7.2.1 GEOMORFOLOGIA O campo experimental situa-se perto da margem de um trecho do rio Vouga conhecido como Rio Novo do Príncipe, a jusante de Cacia e a norte de Sarrazola e de Vilarinho, como se pode observar na Figura 7.1. Figura 7.1 – Localização do campo experimental. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 213 Como referem Carvalho & Aguiar (2000), trata-se de um trecho do rio com orientação EsteOeste, resultante dos trabalhos de regularização do seu curso final, levados a cabo entre 1813 e 1815, que consistiram na abertura de um canal com cerca de 3 km para permitir a descarga dos elevados caudais em épocas de cheia, impedindo inundações das zonas baixas e facilitando a navegação. O antigo leito, designado por Rio Velho, afasta-se do Rio Novo para Noroeste, em direção à Murtosa, e conduz parte do fluxo fluvial em períodos de caudais muito elevados. Esta região litoral, pertencente à planície de inundação do Baixo Vouga, corresponde a uma zona aluvial rasa preenchida por sedimentos fluviais e eólicos recentes, que se desenvolve a cotas não atingindo os 5 metros. Faz parte da chamada Ria de Aveiro, sendo sulcada por numerosos canais mareais, prolongando-se para nascente até às elevações do bordo ocidental do maciço Hespérico. A formação da “Ria”, mais propriamente do half-delta, deve-se ao estabelecimento, em tempos mais recentes, de um extenso cordão litoral que dificultou a saída das águas do Vouga para o mar. Formou-se, assim, uma bacia lagunar que se foi e vai enchendo com os sedimentos transportados pelas águas fluviais e pelo vento, dando-lhe o aspeto que hoje tem, de extensa e inundável planície aluvionar onde se desenvolvem sapais e juncais. O desenvolvido aplanado termina, a Sul, de encontro à plataforma regular de depósitos correspondendo a praias antigas de Vilarinho e Sarrazola, à qual passa através de uma quebra morfológica levemente escarpada, com um degrau não ultrapassando os 10 m de altura. Esses depósitos indicam as sucessivas posições ocupadas pela linha de costa no decurso do Plioplistocénico, sendo o encaixe das pequenas linhas de água posterior à formação da plataforma sedimentar. Atribui-se ao Cenozóico a idade em que se moldaram os principais traços da geomorfologia da região, relacionada, fundamentalmente, com as ações erosivas do mar e dos pequenos cursos de água existentes, e com os abatimentos de blocos delimitados por fraturas de orientação NW-SE a N-S. Esta fraturação pode estar na origem da zona de sedimentos lodosos mais espessos que se encontra sob a Pateira de Vilarinho, entre a povoação de mesmo nome e Sarrazola, e que deve ter correspondido a um grande meandro do rio localizado no ponto em que o seu curso, de sentido nascente-poente, infletia para noroeste. Capítulo 7 214 7.2.2 GEOLOGIA A região em apreço fica situada no limite ocidental do maciço Hespérico, no bordo norte da Bacia Meso-Cenozóica Ocidental, onde esta recobre o contacto da Zona Centro-Ibérica com a Zona de Ossa Morena. Trata-se de uma zona aplanada que resultou da erosão dos terrenos mesozóicos e daqueles, subjacentes, pertencentes à Zona da Ossa Morena, a favor de uma fase regressiva acentuada, dando origem a encostas abruptas ladeando profundas depressões, que foram posteriormente colmatadas por sedimentos fluvio-estuarinos cujo início de deposição se atribui ao Holocénico. A sedimentação destes materiais recentes ter-se-ia continuado em período regressivo, com invasão marinha da zona litoral, conduzindo à formação da faixa de terrenos muito planos situada entre Aveiro e Murtosa, e sobre a qual se desenvolve a totalidade deste estudo (Bonito 2008). Do ponto de vista litológico pode agrupar-se os terrenos encontrados em dois conjuntos distintos: as formações muito recentes, constituídas por aluviões espessas com intercalações de lodos siltosos moles e de areias siltosas, e as formações mais antigas, que englobam os terraços fluviais areno-cascalhentos do Plio-plistocénico e as argilas e os arenitos consolidados, às vezes cauliníticos, do Cretácico. No Quadro 7.1 representa-se um esboço geológico da região. Quadro 7.1 - Unidades litoestratigráficas Meso-Cenozóicas definidas na Bacia de Aveiro (Rocha, 1993) Unidades Litoestratigráficas Litologia Idade Dunas, areias eólicas, de praia, aluviões A reias finas a médias Cenozóico Quaternário (Holocénico) Depósitos de praias antigas e terraços fluviais A reias médias a grosseiras, com burgau, com níveis argilosos Quaternário (Plio-Pleistocénico) Unidade IV A reias finas e lodos com conchas Holocénico Unidade III A reias finas argilosas micáceas com conchas Plio-pleistocénico Unidade II A reias finas argilosas Neogénico (?) Unidade I Calcários margosos e margas, com níveis superiores gresosos, grosseiros Paleogénico (?) A rgilas de Aveiro A rgilas e margas, com níveis calcários Mesozóico Cretácico Campaniano-Maastrichtiano Grés de Verba Grés margoso e margas gresosas Cenomaniano-Santoniano Grés de Oiã grés argilosos e argilas arenosas Turoniano superior – Coniaciano inferior Grés micáceo Grés grosseiros a médios, micáceos, com níveis argilo-margosos Cenomaniano superior - Turoniano Formação carbonatada Calcários margosos Cenomaniano Grés de Palhaça Grés médios a grosseiros, sub-arcósicos A pciano/Albiano – Cenomaniano inferior Margas de Eiras Margas gresosas e grés margosos Jurássico Carixiano-Domeriano Camada de S. Miguel Calcários margosos Lotaringiano superior – Carixiano inferior Camadas de Coimbra Calcários margosos dolomíticos Sinemuriano – Lotaringiano inferior Margas de Dagorda Margas arenosas Hetangiano Grés de Eirol Grés argilo-margosos vermelhos á s Reciano Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 215 7.2.3 TECTÓNICA Como referem Carvalho & Aguiar (2000), do ponto de vista geotectónico a área em estudo inserese no limite NW da Zona de Ossa Morena (ZOM), onde esta, que forma o soco, se encontra recoberta pelo bordo oriental dos terrenos sedimentares do Mesozóico. Dado que o local interessa formações recentes e relativamente espessas, os traços marcantes das ações tectónicas estão limitados aos aspetos das deformações frágeis ocorridas no período pósMiocénico a atual, durante o qual os regojos conhecidos ao longo da falha Porto-Tomar, 12 km a nascente de Aveiro, devem ter afetado a zona estudada. Uma das consequências desses rejogos seria a movimentação em blocos segundo acidentes de orientação aproximada N-S, e geralmente paralelos à linha do litoral atual, que está na origem de estruturas de tipo graben8 e que seria responsável pelo entalhe verificado entre as plataformas aplanadas de Sarrazola e Vilarinho, no contacto sul das formações aluvionares descritas com o substrato mais antigo. O estudo da evolução geodinâmica do território português durante o Quaternário permitiu elaborar um modelo admitindo que a margem continental oeste ibérica se encontra em transição de uma fase passiva para uma fase ativa. Tal modelo implica um aumento da atividade tectónica com o tempo, favorecendo a possibilidade de rutura a favor de falhas ativas neoformadas ao longo da plataforma continental e, eventualmente, ao longo do litoral oeste ibérico, falhas estas provavelmente encobertas pelo espesso conjunto de materiais aluvionares atuais, como os existentes na zona em apreço. 7.2.4 HIDROGEOLOGIA Localizada na extensa planície aluvionar do rio Vouga, a área em estudo é recortada por canais e esteiros, está sujeita à influência das marés e é facilmente inundável em períodos de elevada pluviosidade (Carvalho & Aguiar, 2000). O facto mais notável do ponto de vista hidrogeológico relaciona-se com a existência de extensas baixas aluvionares preenchidas por aluviões que atingem espessuras apreciáveis e constituem importantes aquíferos. A posição do nível freático, estreitamente dependente das linhas de água que alimentam os aquíferos, é sempre muito alta, apresentando-se aquelas baixas frequentemente alagadas e com caráter pantanoso. 8 - Graben ou fossa tectónica é a designação dada em geologia estrutural a uma depressão de origem tectónica, geralmente com a forma de um vale alongado com fundo plano, formada quando um bloco de território fica afundado em relação ao território circundante em resultado dos movimentos combinados de falhas geológicas paralelas ou quase paralelas. Capítulo 7 216 As formações dos terraços plistocénicos, constituídas essencialmente por areias com seixos, apresentam baixa permeabilidade e podem, em condições topográficas favoráveis, constituir aquíferos relativamente importantes, nos quais a posição do nível freático está sujeita a variações sazonais. O muro destes aquíferos é frequentemente constituído pelas formações argilosas do cretácico e pelos xistos ante-ordovícicos, quando sobre elas repousam diretamente, existindo por vezes no contacto algumas emergências de água, visíveis principalmente nos cortes das principais linhas de água. A ocorrência de algumas camadas menos permeáveis, intercaladas nas formações de areias e cascalheiras plistocénicas, podem originar a ocorrência de níveis aquíferos suspensos na dependência de períodos mais chuvosos. A maior parte dos poços de captações de água superficiais existentes na região está localizada nas formações plistocénicas. Nas formações cretácicas, onde predominam os estratos de natureza arenosa, permeáveis, alternando com estratos argilosos, impermeáveis, com frequentes variações de fácies, o tipo e a disposição dos aquíferos que se podem estabelecer são muito variáveis, dependendo diretamente da estrutura e litologia das formações e das condições topográficas. As formações do complexo xisto-grauváquico ante-ordovícico, constituídas por xistos argilosos decompostos a muito alterados, são praticamente impermeáveis e apresentam poucas possibilidades hidrogeológicas. 7.3 AMOSTRAGEM 7.3.1 AMOSTRAGEM CONTÍNUA O reconhecimento geotécnico da área em estudo compreendeu a realização de duas sondagens mecânicas de furação à rotação, realizando o revestimento do furo com tubos metálicos de 10,1 cm de diâmetro. O revestimento acompanhou sempre de perto a base do furo, de modo a evitar a instabilização das suas paredes. Durante a furação foram recolhidas, de forma contínua, amostras remexidas de solo para identificação laboratorial, como se mostra na Figura 7.2. Estas amostras foram colocadas em caixas de armazenamento para posteriormente serem transportados para o Laboratório de Geotecnia da FEUP e com base na sua observação macroscópica elaborar a descrição litológica que se apresenta no Quadro 7.2. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 217 O nível freático foi observado, à data da realização dos furos de sondagem (Outubro de 2012), à profundidade de 1,0 m. Durante os meses de inverno (fins de Novembro, Dezembro e Janeiro) a zona em estudo esteve praticamente sempre alagada. a) b) Figura 7.2 – Amostragem contínua perturbada: a) 0,0 m – 18,0 m; b) 18,0 m – 21,0 m. Quadro 7.2 – Descrição litológica baseada na análise macroscópica efetuada pela autora Profundidade (m) Descrição litológica 0,0 - 0,6 Terra vegetal solta com raízes, com partículas micáceas visíveis macroscopicamente, cor castanha-escura 0,60 – 1,5 Terra arenosa, com partículas micáceas visíveis macroscopicamente, cor castanha 1,5 – 3,0 Solo silto-arenoso, cor cinzenta acastanhada 3,0 – 4,5 Argila siltosa mole com fragmentos de conchas de 5 mm a 15 mm, os últimos 15 cm são predominantemente areno siltosos com fragmentos de conchas da mesma ordem de grandeza, cor cinzenta acastanhada 4,5 – 6,0 Areia siltosa, cor cinzenta 6,0 – 7,5 Silte argilo-arenoso, cor cinzenta-escura 7,5 – 9,0 Areia siltosa, com muitos fragmentos de conchas com dimensões inferiores a 5 mm, cor cinzenta acastanhada, recolhido sob a forma de polpa 9,0 – 10,5 Areia siltosa com muitos fragmentos de conchas com dimensões inferiores a 5 mm, cor cinzenta acastanhada, recolhido sob a forma de polpa 10,5 – 12,0 Silte arenoso com conchas predominantemente com conchas com dimensão inferior a 1 mm, cor cinzenta, recolhido sob a forma de polpa 12,0 – 13,5 Areia siltosa, com fragmentos de conchas com dimensões inferiores a 5 mm, cor cinzenta clara, recolhido sob a forma de polpa 13,5 – 15,0 Areia siltosa, com estrutura carbonosa, cor preta 15,0 – 16,5 Argila siltosa, com partículas micáceas macroscopicamente visíveis, cor cinzenta muito escura 16,5 – 18,0 Argila siltosa, com partículas micáceas macroscopicamente visíveis, cor cinzenta muito escura 18,0 – 19,5 Argila siltosa, com fragmentos de conchas com dimensões inferiores a 5 mm, cor cinzenta 19,5 – 21,0 Argila muito pouco siltosa, cor cinzenta-escura a preta 21,0 – 22,9 Argila, cor cinzenta-escura Capítulo 7 224 No Quadro 7.5 reúnem-se os resultados obtidos para os Limites de Atterberg e para o respetivo índice de plasticidade. A evolução em profundidade é apresentada na Figura 7.6. Quadro 7.5 – Resultados dos Limites de Atterberg e do índice de plasticidade sobre amostras recolhidas no campo experimental Amostra nº Preparação da amostra w L (%) w P (%) I P (%) 1 Estado natural 70 43 27 Seca ao ar 30 22 8 2 Estado natural 68 45 23 Seca ao ar 28 24 4 3 Estado natural -- -- -- Seca ao ar 29 22 7 4 Estado natural 47 30 17 Seca ao ar 39 28 11 5 Estado natural 44 31 13 Seca ao ar 37 27 10 6 Estado natural -- -- -- Seca ao ar 43 30 13 7 Estado natural 60 35 25 Seca ao ar 50 31 19 8 Estado natural -- -- -- Seca ao ar 51 37 14 9 Estado natural 65 38 27 Seca ao ar 47 32 15 a) b) c) Figura 7.6 – Variação em profundidade: a) limite de liquidez; b) limite de plasticidade; c) índice de plasticidade, das amostras recolhidas no campo experimental. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 20 30 40 50 60 70 80 profundidade (m) wL(%) amostra no estado natural amostra seca ao ar 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0102030 profundidade (m) IP(%) 20 30 40 50 60 profundidade (m) wP(%) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 225 Um dos aspetos mais importantes a observar na figura é a extraordinária redução da plasticidade do solo quando sujeito a secagem, especialmente no primeiro horizonte estudado, produzindo esta maiores efeitos sobre o limite de liquidez e o índice de plasticidade. Estes resultados estão em perfeita concordância com os obtidos para o teor em matéria orgânica, pois no primeiro horizonte a percentagem da matéria orgânica é superior. Este fenómeno pode ser explicado pelo facto da secagem do solo eliminar parte da matéria orgânica e minorar a capacidade de absorção de água da restante, reduzindo desta forma a capacidade global do solo de suster água e, por isso, os seus limites de consistência. 7.4.5 ATIVIDADE Tal como foi referido no Capítulo 4, o conceito de atividade, At, da fração argilosa está relacionado com a sua maior ou menor sensibilidade à presença de água. Como já foi referido, nos solos orgânicos, dada a influência da matéria orgânica nas suas características de plasticidade, torna-se necessário definir qual o modo de preparação das amostras para a escolha dos valores do índice de plasticidade. Desta forma, apresentam-se na Figura 7.7 os resultados da determinação de At para o conjunto dos solos estudados, considerando os limites de Atterberg determinados com o solo submetido a secagem ao ar e no estado natural. Figura 7.7 – Variação em profundidade da atividade das amostras recolhidas no campo experimental. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 profundidade (m) At amostra no estado natural amostra seca ao ar Capítulo 7 226 Como seria de esperar, os maiores valores obtidos para a atividade ocorrem nas amostras ensaiadas no estado natural, uma vez que o índice de plasticidade engloba, neste caso, as componentes que refletem a plasticidade associada aos minerais argilosos e à matéria orgânica. À medida que a secagem reduz a influência da matéria orgânica sobre a plasticidade do solo, a atividade exibida pelas amostras diminui bastante. Na Figura 7.8 é apresentada a variação de plasticidade do solo com a percentagem da fração argilosa, assim como as linhas características de minerais argilosos típicos, como a caulinite, a ilite e a montmorilonite, permitindo avaliar a relação entre os valores medidos e os característicos dos referidos minerais. Figura 7.8 – Variação em profundidade da atividade das amostras recolhidas no campo experimental. A figura permite apreciar, desde logo, a redução significativa que a secagem das amostras provoca na atividade. Estes resultados mostram a necessidade de adotar uma definição consensual acerca do modo como os mesmos devem ser apresentados, para permitir a sua adequada interpretação e comparação com os provenientes de outros solos. Como refere Coelho (2000), o cálculo da atividade com base nos resultados obtidos sobre as amostras no estado natural padece de deficiências concetuais inaceitáveis, uma vez que relaciona a fração argilosa do solo com o índice de plasticidade que resulta do efeito conjunto dos minerais argilosos e da matéria orgânica. A atividade exibida pelo solo no seu estado natural limita-se assim a fornecer uma informação meramente qualitativa, nomeadamente em relação à influência da matéria orgânica sobre a plasticidade do solo. Claro que esta informação só terá realmente 0 5 10 15 20 25 30 35 40 0 5 10 15 20 25 IP(%) < 2  m (%) amostra no estado natural amostra seca ao ar Montmorilonite Na Ilite (At= 0,9) Caulinite (At= 0,38) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 227 valor desde que complementada com a análise da composição mineralógica da fração argilosa do solo, cuja realização em solos orgânicos é assim insubstituível. No entanto, a determinação dos limites de Atterberg em amostras secas ao ar também não parece ser conveniente para a caracterização da atividade de um solo orgânico, uma vez que os valores obtidos, não refletindo a plasticidade real do solo natural, também não permitem a identificação correta dos tipos de minerais argilosos presentes no solo. Tendo em conta conceito de atividade, Coelho (2000) refere que o mais correto é tomar como valor característico da atividade de um solo orgânico o obtido em amostras secas a 400°C. No entanto, este parâmetro não permitirá aceder à plasticidade natural do solo orgânico, a qual só pode ser avaliada através do próprio índice de plasticidade determinado sem secagem do solo. 7.4.6 TEOR EM ÁGUA (w) E ÍNDICE DE LIQUIDEZ (IL) O teor em água foi avaliado com base nos resíduos da preparação das amostras intactas para os ensaios laboratoriais, em particular os ensaios edométricos e triaxiais. Deve referir-se que o espaço de tempo decorrido entre a extração da amostra do tubo e a recolha dos resíduos para determinação do teor em água foi extremamente curto, pelo que se pode considerar que as perdas por secagem não têm significado. No que concerne ao tempo de armazenagem das amostras nos tubos amostradores, e mesmo considerando que a selagem destes fosse rigorosamente executada e controlada, é de admitir a possibilidade de terem ocorrido algumas perdas de água. Na Figura 7.9 pode ser observada a variação do teor em água em profundidade na comparação com os limites de liquidez e de plasticidade e o índice de liquidez. Note-se que os valores apresentados correspondem à determinação dos limites de Atterberg com as amostras no estado natural, pois são os mais representativos da consistência do solo. Capítulo 7 228 a) b) Figura 7.9 – Variação em profundidade: a) teor em água na comparação com os limites de liquidez e plasticidade; b) índice de liquidez, das amostras recolhidas no campo experimental. A posição relativa do teor em água do solo na franja de comportamento plástico mostra que este se apresenta próximo do limite de liquidez em todo o depósito. A evolução do limite de liquidez em profundidade confirma esta suposição, situando-se o intervalo de variação de IL entre 0,75 e 1,56, sugerindo que o comportamento mecânico do depósito seja fraco apresentando uma consistência relativa muito baixa pelo que pode ser classificado como muito mole. Deve ser salientado o facto do valor do índice de liquidez ser mais baixo na zona superficial, podendo traduzir um efeito da dessecação da camada por variação da posição no nível freático. A classificação do solo como muito mole confirma as indicações registadas durante as fases de prospeção, manuseamento e preparação das amostras a ensaiar, perspetivando-lhe um comportamento mecânico pior do que as características granulométricas fariam supor. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0 20406080 profundidade (m) w(%) 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0,5 1,0 1,5 2,0 profundidade (m) IL w P w L Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 229 7.4.7 PESO VOLÚMICO (  ) A Figura 7.10 apresenta os resultados obtidos em profundidade na determinação do peso volúmico. Verifica-se que este índice assume uma variação espacial significativa, com valores mínimo e máximo de 14,7 kN/m3 e 16,6 kN/m3, com média de 15,3 kN/m3. Apesar da variabilidade encontrada, deve referir-se que estes valores estão de acordo com o obtido em 4.4.3 para a média dos solos silto-argilosos moles Portugueses. Os valores mais elevados refletem as pequenas intercalações arenosas ocorrentes no estrato em estudo já identificadas na análise macroscópica efetuada. Pode pois concluir-se que os resultados obtidos denotam alguma semelhança com os encontrados para o teor em água, uma vez que, para além da variabilidade a cada nível amostrado, não se evidencia qualquer tendência bem definida de variação em profundidade. Figura 7.10 – Variação em profundidade do peso volúmico das amostras recolhidas no campo experimental. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 14,0 14,5 15,0 15,5 16,0 16,5 17,0 profundidade (m)  (kPa) Capítulo 7 230 7.4.8 DENSIDADE DAS PARTÍCULAS SÓLIDAS (GS) A Figura 7.11 ilustra a variação em profundidade da densidade das partículas sólidas. Os valores encontrados situam-se entre 2,61 e 2,65, com especial concentração no intervalo 2,63 a 2,65. Além da habitual dispersão dos valores, é neste caso de destacar uma aparente tendência para a redução deste parâmetro em profundidade. De uma forma geral, os valores da densidade das partículas sólidas situam-se tendencialmente na gama caraterística definida Bowles (1996) para argilas orgânicas. Os valores mais elevados podem refletir as pequenas intercalações de areia frequentemente encontradas nestes solos. Figura 7.11 – Variação em profundidade da densidade das partículas sólidas das amostras recolhidas no campo experimental. 7.4.9 ÍNDICES COMPLEMENTARES Com o objetivo de caracterizar os índices físicos complementares do depósito foram selecionadas as amostras intactas para as quais foram experimentalmente determinados o índice de vazios e o grau de saturação. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 2,60 2,62 2,64 2,66 profundidade (m) Gs Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 231 O Quadro 7.6 apresenta os valores dos índices físicos básicos determinados experimentalmente para cada amostra assim como os índices físicos complementares, calculados a partir dos primeiros. De acordo com o referido quadro, o depósito apresenta valores do índice de vazios a variar entre 1,25 e 1,90. O grau de saturação, por seu lado, tem valor médio de 93 %, com valores extremos de 83% e 103%. Quadro 7.6 – Resultados dos Limites de Atterberg e do índice de plasticidade sobre amostras recolhidas no campo experimental Amostra nº Profundidade (m) w (%)  (kN/m3)Gs e Sr (%) Intervalo Média 1 3,00 – 3,80 3,40 64,7 15,1 2,62 1,80 94 2 3,80 – 4,10 3,95 62,1 14,7 2,64 1,86 88 3 4,10 -4,50 4,30 71,9 15,4 2,65 1,90 100 4 15,80 -16,60 16,20 50,2 15,2 2,64 1,56 85 5 16,60 – 17,40 17,00 51,3 14,9 2,64 1,64 83 6 17,40 – 18,20 17,80 44,8 16,6 2,63 1,25 94 7 19,50 – 20,30 19,90 62,3 15,3 2,63 1,74 94 8 21,30 – 22,10 21,70 66,2 15,1 2,61 1,82 95 9 22,10 – 22,90 22,50 68,6 15,8 2,62 1,74 103 A Figura 7.12 apresenta a evolução em profundidade do índice de vazios e do grau de saturação. Capítulo 7 232 a) b) Figura 7.12 – Variação em profundidade da densidade das partículas sólidas das amostras recolhidas no campo experimental. Relativamente ao índice de vazios, o primeiro comentário suscitado pela observação da figura refere-se à dispersão dos resultados encontrados, a qual é ainda mais acentuada na sua zona superficial, que pode resultar da maior concentração de matéria orgânica neste horizonte. Apesar de o grau de saturação ser calculado em função de outros parâmetros físicos que exibem uma variação espacial significativa, parece ser o índice físico do solo, no seu estado natural, que exibe menor variação relativa. Além disso, o grau de saturação apresenta um valor próximo de 100 %, sugerindo que todo o depósito se encontra saturado. O fortalecimento desta hipótese poderá ser conseguido pelos resultados dos ensaios triaxiais, através da informação qualitativa do parâmetro B de Skempton. O facto de o grau de saturação assumir um valor relativamente constante e próximo de 100% pode ser um indicador da boa qualidade dos restantes resultados, uma vez que, apesar da variabilidade que alguns apresentam, o grau de saturação acaba por ser sempre próximo de 100%, evidenciando, desta forma, a qualidade relativa das restantes determinações. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 1,00 1,25 1,50 1,75 2,00 profundidade (m) e 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 80 85 90 95 100 105 110 profundidade (m) Sr(%) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 233 7.5 CLASSIFICAÇÃO DE SOLOS 7.5.1 CLASSIFICAÇÃO BASEADA EM CRITÉRIOS GRANULOMÉTRICOS Num depósito aluvionar a classificação granulométrica de solos pelo triângulo de Feret assume uma importância elevada, pois permitindo classificar os solos ocorrentes em função da dimensão das suas partículas e identificando a fração granulométrica predominante, pode ser útil na caracterização do ambiente sedimentar que esteve na base da sua formação. Como refere Coelho (2000), a informação da classificação granulométrica é relevante em relação à velocidade da corrente envolvida no processo de sedimentação e à sua permanência ao longo do tempo de formação do depósito. A classificação granulométrica das amostras recolhidas em cinco níveis de profundidade e submetidas a ensaios é realizada, com base no triângulo de Feret, na Figura 7.13. Analisando a figura pode verificar-se a importância relativa da fração siltosa na composição granulométrica do solo, uma vez que as amostras ensaiadas são na quase totalidade classificadas como silte, silte arenoso ou silte argiloso, consoante se encontre mais desenvolvida a fração arenosa ou a argilosa. A única exceção ocorre à profundidade de 4 m onde, devido à presença bastante significativa de partículas de maior dimensão, o solo encontra-se no limite da classificação de silte arenoso ou areia siltosa. Figura 7.13 – Composição textural das amostras recolhidas no campo experimental. 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 0 20406080100 Argila Argila arenosa Argila siltosa Areia argilosa Silte argiloso Silte arenoso SilteAreia Areia siltosa % Silte 010020 50 80 0 20 30 50 100 50 70 80 100 0 Capítulo 7 240 Quadro 7.9 – Características físicas das amostras do campo experimental ensaiadas no edómetro clássico Ensaio Profundidade (m) Condições iniciais Condições finais e0 w0 (%) efin Wfin(%) OED1 4,00 1,69 62,08 0,78 30,22 OED2 16,85 1,37 49,21 0,66 25,34 OED3 19,50 1,89 65,14 0,82 33,77 7.6.3.2 Resultados A Figura 7.18 mostra as curvas de compressibilidade obtidas nos três ensaios clássicos bem como a primeira fase dos três ensaios de longa duração realizados. O Quadro 7.10 mostra um resumo dos resultados obtidos conjuntamente com outros parâmetros de compressibilidade, designadamente os dos índices de compressibilidade (Cc), de expansibilidade (Cs), e de recompressibilidade (Cr) e a razão Cc/(1+e). Os índices Cc e Cr foram determinados após a reconstrução da gráfica proposta por Schmertman para estimar o comportamento de compressibilidade in situ a partir das curvas laboratoriais. No mesmo quadro são também apresentados os valores de Cc, da razão Cc/(1+e) e de Cr determinados através da aplicação das expressões 5.1, 5.2, 5.3 e 5.4 desenvolvidas no Capítulo 5 para os solos silto-argilosos moles de Portugal, correspondentes às colunas designadas, respetivamente de (1), (2), (3) e (4). Referem-se ainda os valores do grau de sobreconsolidação (ROC) obtidos para a tensão de pré-consolidação determinada segundo o processo de construção gráfica proposto por Casagrande. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 241 a) b) Figura 7.18 – Variação do índice de vazios com o escalão de carga nos ensaios realizados sobre amostras intactas do campo experimental: a) escala logarítmica; b) escala aritmética. 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 1 10 100 1000 10000 e  'v(kPa) OED1 OED2 OED3 OED7 OED8 OED9 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 0 1000 2000 3000 4000 5000 6000 7000 8000 9000 e  'v(kPa) OED1 OED2 OED3 OED7 OED8 OED9 Capítulo 7 242 Quadro 7.10 – Parâmetros obtidos das curvas de compressão nos edómetros clássicos Ensaio  ’v0 (kPa)  ’p (kPa) ROC Cc  1 Cs Cr   curva (1) (2) curva (3) (*) (4) OED1 25 55 2,20 0,51 0,67 0,61 0,19 0,21 0,072 0,072 0,077 0,142 OED2 105 105 1,00 0,47 0,50 0,47 0,20 0,18 0,041 0,041 0,071 0,083 OED3 122 130 1,07 0,74 0,71 0,70 0,26 0,21 0,077 0,077 0,111 0,109 OED7 25 60 2,40 0,56 0,70 0,70 0,18 0,21 -- -- -- -- OED8 97 97 1,00 0,42 0,51 0,56 0,18 0,20 -- -- -- -- OED9 152 152 1,00 0,68 0,72 0,69 0,31 0,22 -- -- -- -- (1) Cc= 0,013 x (w – 10,6) (2) Cc = 0,443 x (e – 0,31) (3) Cc/(1+e) = 0,002 x (w + 42,0) (4) Cr= 0,15 x Cc (*) Admitiu-se Cr = Cs. Analisando a Figura 7.18 pode verificar-se que há bastante concordância entre os resultados obtidos nos ensaios OED1 e OED3. Os ramos de descarga são praticamente paralelos nos dois ensaios, o que se confirma pelos valores de Cs. No primeiro horizonte estudado verifica-se que o valor de ROC é superior à unidade, correspondendo provavelmente a uma camada dessecada. Verifica-se que, com o aumento da profundidade, se dá uma passagem de depósitos ligeiramente sobreconsolidado para depósitos no estado normalmente consolidado. No conjunto dos ensaios, o índice de compressibilidade está compreendido entre ente 0,47 e 0,74, apresentando, nos ensaios OED2, OED3 e OED9, bastante concordância com os valores derivados dos modelos de regressão desenvolvidos no Capítulo 5. O valor de 0,74 obtido da curva de compressibilidade do ensaio edométrico OED3 pode ser considerado elevado para a maioria dos solos argilosos moles portugueses. Contudo, Ladeira & Gomes (1991), Roxo & Rodrigues (1991), Carvalho (2000) e Bonito (2008), nos estudos desenvolvidos em locais próximos ao deste trabalho, obtiveram valores desta ordem de grandeza. Também Phillipson (1994), Soares (1995), Lemos & Soares (1995) e Coelho (2000) obtiveram valores deste índice ainda mais elevados para os solos silto-argilosos moles do Baixo Mondego. Os valores do índice de recompressibilidade, tomados iguais ao índice de expansibilidade, são mais baixos do que seria de esperar para estes solos, refletindo-se este fato na diferença de resultados quando se calcula este índice através do modelo de regressão desenvolvido para os Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 243 solos silto-argilosos de Portugal comparando com os valores obtidos diretamente das curvas de compressibilidade. No entanto, tal como é ilustrado na Figura 7.19 verifica-se uma tendência de crescimento desta razão com o grau de sobreconsolidação, corroborando os resultados obtidos por Leroueil et al. (1985) e Hight et al. (1987) em solos orgânicos. Figura 7.19 – Relação entre Cr/Cc e ROC observada nos solos estudados. O coeficiente de compressibilidade, av, mostra-se na Figura 7.20 e o módulo de deformabilidade volumétrico do solo ou módulo edométrico, Eoed, na Figura 7.21. Figura 7.20 – Coeficiente de compressibilidade nos ensaios edométricos clássicos realizados sobre amostras intactas do campo experimental. 0,00 0,04 0,08 0,12 0,16 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 Cr/ Cc ROC 0 2 4 6 8 10 12 14 0 2000 4000 6000 8000 10000 av (m2/MN)  'v(kPa) OED1 OED2 OED3 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 0 250 500 750 av (m2/MN)  'v(kPa) Capítulo 7 244 a) b) c) Figura 7.21 – Módulo de deformabilidade volumétrico do solo ou módulo edométrico, Eoed, nos ensaios edométricos clássicos realizados sobre amostras intactas do campo experimental: a) OED1; b) OED2; c) OED3. A análise da figura permite verificar que para escalões de carga inferiores ou próximos da tensão de pré-consolidação a taxa de crescimento do módulo edométrico é mais elevada. Para valores da tensão efetiva claramente superiores a  ’p, isto é, para carregamento em ramo virgem, o módulo edométrico assume uma taxa de crescimento menos acentuada, como era de esperar. 0 20 40 60 80 100 120 0 2000 4000 6000 8000 E OED (MN/m2)  'v(kPa) OED1  'p 0 2 4 6 8 10 12 0 200 400 600 800 1000 E OED (MN/m2)  'v(kPa)  'p 0 20 40 60 80 100 120 0 2000 4000 6000 8000 E OED (MN/m2)  'v(kPa) OED2  'p 0 10 20 30 40 0 500 1000 1500 2000 E OED (MN/m2)  'v(kPa)  'p 0 20 40 60 80 100 120 0 2000 4000 6000 8000 E OED (MN/m2)  'v(kPa) OED3  'p 0 5 10 15 20 0 500 1000 1500 2000 E OED (MN/m2)  'v(kPa)  'p Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 245 A Figura 7.22 apresenta para as três amostras ensaiadas os valores obtidos para cv, bem como a sua evolução com nível de tensão aplicada no ensaio edométrico. No presente trabalho foi utilizado o método de Taylor para a interpretação das curvas de consolidação, dada a sua praticamente inequívoca definição desde os escalões de carga mais baixos. Nas mesmas figuras representa-se a tensão de pré-consolidação (σ’p) correspondente ao método de Casagrande. a) b) c) d) e) f) Figura 7.22 – Coeficientes de consolidação primária nos ensaios edométricos realizados sobre amostras intactas do campo experimental: a) OED1; b) OED2; c) OED3; d) OED7; e) OED8; f) OED9. Era de esperar que o coeficiente de consolidação primária diminuísse para os escalões de carga superiores à tensão de pré-consolidação, isto é, no ramo virgem. No entanto, a análise da Figura 7.22 não permite identificar nitidamente nenhum tipo de comportamento. Nas amostras mais profundas, OED2 e OED3, verifica-se uma evolução de cv com tendência para uma acentuada diminuição do seu valor na vizinhança de  ’p. Segue-se um 0 50 100 150 200 250 300 350 1 10 100 1000 10000 cv(m2/ano)  'v(kPa)  'p 0 50 100 150 200 250 300 350 1 10 100 1000 10000  'v(kPa)  'p 0 50 100 150 200 250 300 350 1 10 100 100010000  'v(kPa)  'p 0 10 20 30 40 50 60 70 10 100 1000 cv(m2/ano)  'v(kPa)  'p 10 100 1000  'v(kPa)  'p 10 100 1000  'v(kPa)  'p Capítulo 7 246 comportamento diverso, caracterizado por um ligeiro aumento, posteriormente seguido de um grande abaixamento ou de grande oscilação do valor de cv. Nenhum comportamento específico é observado na amostra mais superficial, OED1. O tipo de comportamento global acima descrito, nem sempre nitidamente identificável, tem sido experimentalmente observado por diversos autores (Aguiar, 1999; Coelho, 2000; Ladd et al., 2001; Bonito, 2008). Deve salientar-se que a consolidação primária nestes solos é muito rápida, dando origem a valores de cv elevados (ver, a propósito, as Figuras 7.27 a 7.32, adiante). Sendo a consolidação primária muito rápida, a interpretação dos diagramas de ensaio deformação vs tempo é suscetível de erros quantitativos que podem ser importantes. A Figura 7.23 mostra o coeficiente de permeabilidade (k) para as três amostra ensaiadas e para os diversos escalões de carga adotados, determinado a partir de:  (7.1) Da análise da figura verifica-se que o valor do coeficiente de permeabilidade determinado nos escalões de carga onde se situa a tensão efetiva vertical varia entre 10-8 e 10-9 (m/s), aumentando em profundidade. Refira-se ainda que, no cômputo geral a ordem de grandeza do coeficiente de permeabilidade é corroborada pelos resultados obtidos em solos moles de Aveiro (Bonito, 2008 e Aguiar, 1999) e Baixo Mondego (Coelho, 2000) e encontra-se dentro da ordem de grandeza espectável para estes solos (10-6 m/s a 10-8 m/s para siltes e 10-8 m/s a 10-10 m/s para argilas, segundo Matos Fernandes, 2006). Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 247 Figura 7.23 – Coeficientes de permeabilidade nos ensaios edométricos clássicos realizados sobre amostras intactas do campo experimental: a) OED1; b) OED2; c) OED3. 0,00E+00 1,00E-09 2,00E-09 3,00E-09 4,00E-09 5,00E-09 6,00E-09 k(m/s)  'v(kPa) 0,0E+00 1,0E-08 2,0E-08 3,0E-08 4,0E-08 5,0E-08 6,0E-08 7,0E-08 k(m/s)  'v(kPa) 0,0E+00 2,0E-08 4,0E-08 6,0E-08 8,0E-08 1,0E-07 1,2E-07 1,4E-07 1,6E-07 k(m/s)  'v(kPa) 6 – 12 12 - 18 18 - 25 25 - 50 50 - 100 100 - 200 200 - 400 400 - 800 800 - 1600 1600 - 3200 3200 - 6400 6400 - 8000 6 – 12 12 - 24 24 - 48 48 - 80 80 - 116 116 - 160 160 - 320 320 - 460 460 - 920 920 - 1800 1800 - 3200 3200 - 6400 6400 - 8000 6 – 12 12 – 24 24 – 48 48 – 96 96 – 148 148 – 200 200 – 400 400 – 590 590 – 920 920 – 1200 1200 – 2400 2400 – 6400 6200 – 8000 a) b) c)  ’v0  ’v0  ’v0 Capítulo 7 248 7.6.4 ENSAIOS DE LONGA DURAÇÃO 7.6.4.1 Metodologia Os ensaios edométricos de longa duração tiveram como principal objetivo caracterizar de modo cuidado o solo na consolidação secundária. Para o efeito, procedeu-se à realização de 6 ensaios edométricos de longa duração sobre amostras indeformadas. Nos três horizontes definidos nos ensaios clássicos a diferentes profundidades e em cada um deles foram executados dois ensaios de longa duração onde as amostras foram submetidas a tensões constantes diferentes, sendo a primeira correspondente a  ’v0 + 100 kPa e a segunda a uma tensão bastante superior a esta de forma a garantir que o carregamento era efetuado francamente no ramo virgem. Relativamente aos ensaios efetuados com maiores tensões, após o período de tensão constante, as amostras foram submetidas a novos escalões de carga com o objetivo de verificar se as curvas de compressibilidade tendem para o ramo normalmente consolidado, encontrado na primeira fase do carregamento. O Quadro 7.11 resume as características físicas das amostras ensaiadas bem como a tensão constante a que foram submetidas e o tempo de duração do mesmo escalão. Quadro 7.11 – Características físicas das amostras do campo experimental e condições do ensaio edométrico de longa duração Ensaio prof. (m) condições iniciais escalão de carga (kPa) tempo de aplicação da carga (dias) e0 w0 (%) OED4 4,03 1,88 64,2 125 296 OED5 17,05 1,64 51,7 220 295 OED6 21,80 1,82 66,2 250 280 OED7 3,80 1,88 64,2 600 204 OED8 15,80 1,57 50,2 1000 203 OED9 21,85 1,82 66,2 1000 203 7.6.4.2 Resultados Nos solos moles orgânicos a parcela do assentamento que resulta da fluência das partículas do solo sob tensão constante, fenómeno habitualmente designado por consolidação secundária ou secular, desempenha um papel muito importante, havendo mesmo casos, como nos depósitos turfosos, em que ultrapassa a parcela correspondente à consolidação primária. Este processo pode ser devido a alterações que ocorrem nos arranjos das partículas que, após a dissipação dos excessos de pressão neutra, procuram configurações mais estáveis. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 249 Segundo Ladd (1971), no final da consolidação primária a organização das partículas corresponde a um equilíbrio instável, pelo que estas continuam a movimentar-se de modo a reestabelecer uma estrutura estável. Neste contexto, uma vez estabelecida a estabilidade, a compressão secundária tende a anular-se. A consolidação secundária corresponde a uma diminuição do índice de vazios sob tensão efetiva constante. Se o coeficiente de consolidação secundária for constante, a representação no espaço e-log  ’ das curvas para diferentes tempos de consolidação secundária resulta num conjunto de retas paralelas ao ramo virgem, como mostra a Figura 7.24. Figura 7.24 - Efeito da consolidação secundária na relação entre o índice de vazios e o log ’ v (Almeida & Marques (2011). Considerando que o solo normalmente consolidado foi carregado no ponto A, pode observar-se que após dois mil anos o índice de vazios diminui para a posição correspondente ao ponto B, com tensão efetiva constante, ou seja, apenas devido à consolidação secundária. Ao ser recarregado após aquele período de consolidação secundária, verifica-se que o solo se comporta como sobreconsolidado, seguindo um ramo de recompressão entre B e C e retomando o ramo virgem entre C e D, logo para uma tensão vertical superior à tensão efetiva vertical de repouso, sob a qual experimentou consolidação secundária. Este fenómeno é por vezes designado por “falsa sobreconsolidação”. No presente trabalho foram realizados seis ensaios edométricos de longa duração, onde a carga efetiva foi mantida constante durante 200 a 300 dias. Nos ensaios com período de tensão constante igual a 200 dias, as amostras foram em seguida descarregadas e depois recarregadas, ultrapassando a tensão sob a qual experimentaram consolidação secundária, até atingirem de novo o ramo virgem. Os resultados mostram-se na Figura 7.25. consolidação primária Capítulo 7 256 evolução em profundidade é praticamente coincidente com a evolução do teor em matéria orgânica. Sousa Pinto (2000) refere que C  pode variar entre 0,005 a 0,02 em argilas normalmente consolidadas, podendo atingir valores de 0,03 ou mais para argilas orgânicas, corroborando os resultados obtidos neste trabalho. Um aspeto que merece realce é o facto de as determinações de C  até às 24 h, fornecidas pelos ensaios clássicos, não evidenciarem a relação de dependência entre o coeficiente de consolidação secundária e o teor em matéria orgânica. a) b) Figura 7.33 – Variação em profundidade: a) valores pontuais e médios do coeficiente de consolidação secundária; b) teor em matéria orgânica, das amostras do campo experimental. No que concerne aos valores da razão C  /(1+e) , estes foram obtidos através da curva e por correlação com o índice de compressibilidade (expressão 5.6). Verifica-se um bom ajuste entre os valores obtidos através da expressão desenvolvida no Capítulo 5 com os valores obtidos diretamente da curva considerando o período de tempo de 24 h. Estes resultados eram esperados uma vez que o modelo de regressão desenvolvido foi baseado em ensaios clássicos, correspondentes ao carregamento nas primeiras 24 h. Deve salientar-se, assim, que a previsão da razão C  /(1+e) através da expressão 5.6 tenderá a subestimar aquele parâmetro, pelas razões que acabam de ser discutidas. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 profundidade (m) C  1,C  2 Série2 Série4 Série3 Série5 C  1_ valores pontuais C  1_ valores médios C  2_ valores pontuais C  2_ valores médios 0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 OM OM Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 257 De acordo com o sistema de classificação dos solos argilosos quanto à importância da consolidação secundária apresentado no Quadro 5.2 (Mesri, 1973) verificam-se duas classificações distintas, representadas na Figura 7.34. Uma primeira em que os solos exibem consolidação secundária média correspondente ao primeiro período de tempo onde o declive do ramo e-logt é relativamente baixo. Uma segunda onde da taxa de fluência é mais elevada em que os solos exibem consolidação secundária muito alta. Pode pois concluir-se que as determinações de C  até às 24 h, fornecidas pelos ensaios clássicos, tenderão a subestimar a importância da consolidação secundária no processo de consolidação. Figura 7.34 – Variação em profundidade dos valores pontuais e médios do coeficiente de consolidação secundária na comparação com o teor em matéria orgânica das amostras do campo experimental. 7.6.4.3 Método de Martins (2005) para avaliação do índice de vazios correspondente ao fim da consolidação secundária A influência do tempo no processo de consolidação secundária tem sido discutida por vários autores. Lerouei et al. (1985) já tinham verificado que a consolidação secundária é um processo em que a velocidade diminui com o tempo. Lacerda e Martins (1985) mostraram, a partir de resultados de ensaios de longa duração, que após 5 anos de carregamento há indícios de que a deformação está concluída. A abordagem do assentamento por consolidação secundária conforme foi acima apresentada é uma simplificação do fenómeno. Em primeiro lugar, admite-se que o assentamento secundário se 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4 2,6 2,8 3,0 3,2 profundidade (m) C  1/(1+e), C2 /(1+e) (%) Série2 Série3 muito altaaltamédiabaixa C  1/(1+e)C  2/(1+e) Capítulo 7 258 processa apenas após o fim do primário, o que, podendo não conduzir a erro grosseiro na maior parte dos casos, não acontece de facto. Por outro lado, a aplicação da equação 7.1 para valores de t2 suficientemente elevados pode conduzir a resultados fisicamente irrealistas ou até impossíveis. Martins, Santa Maria & Lacerda (1997) comentam este último facto sublinhando que “ensaios de adensamento de longo prazo mostraram que a compressão secundária tem um fim e que C  tem que tender para zero”. Põe-se pois a questão do que poderá representar o limite máximo do assentamento por consolidação secundária e que tempo terá que decorrer até ser atingido. Note-se que por se tratar de um fenómeno complexo, ocorrendo num período de, pelo menos, muitas décadas, a bibliografia não contém resultados concludentes da observação de obras reais que permitam responder categoricamente à questão levantada. Baseado em cuidados estudos de laboratório, Martins (2005) aponta como possível fim do assentamento por consolidação secundária de entre as retas da Figura 7.35a aquela a que corresponde um valor de ROC igual a 1,5. A Figura 7.35b detalha o modo como, a partir da curva de compressibilidade experimental (correspondente ao fim de 24 horas de carregamento em cada escalão), se pode identificar a reta com ROC igual a 1,5 e, a partir dela, a variação do índice de vazios correspondente à consolidação secundária, com base na qual se obtém facilmente o limite superior do assentamento, sd. a) b) Figura 7.35 – Consolidação secundária: a) efeito na curva de compressibilidade de uma argila (Bjerrum, 1972); b) proposta para identificar o fim da consolidação secundária e o respetivo assentamento (Martins, 2005). (final) (final)1,5 e (1) (2) 1 - Fim da consolidação primária (24 horas) 2 - Fim da consolidação secundária Curva edométrica (24 horas) Linha de fim da consolidação secundária R (OC =1,5) e  v  v log  v sec log Sedimentação 10000 anos de consolidação secundária Argila recente normalmente consolidada normalmente consolidada > Argila antiga 0.1 anos 1 10 100 1000 10000 e  v  p  v  p   v =  p  v   v Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 259 A variação do índice de vazios correspondente à consolidação secundária (esec) pode assim ser calculada, de acordo com: ∆∆∆,󰆓 󰆓,󰆓 󰆓󰇛󰇜1,5 (7.2) Com os resultados obtidos nos ensaios OED7, OED8 e OED9, procurou-se confrontar a variação do índice de vazios da consolidação secundária com a aplicação da expressão anterior. Em complemento, procurou-se verificar qual o grau de sobreconsolidação resultante da consolidação secundária experimentada pelas amostras. Desta forma, considerando apenas as tensões e respetivos índices de vazios da curva de ensaio após a descarga a que se procedeu findo o período de consolidação secundária, aplicou-se o algoritmo desenvolvido no presente trabalho para determinação do ponto de menor raio de curvatura. Em seguida foi aplicada a construção de Casagrande para determinar a nova – dir-se-ia “falsa” – tensão de pré-consolidação e, posteriormente, foram determinados os índices de compressibilidade e recompressibilidade com recurso à construção de Schmertmann. As Figuras 7.34 a 7.36 apresentam os resultados obtidos e permitem verificar que, após o ciclo de descarga-recarga, a curva retoma o andamento do ramo virgem, para uma tensão aproximadamente correspondente a 1,5  ’vfinal. O Quadro 7.13 ilustra os resultados obtidos para o valor da variação do índice de vazios durante a fase de consolidação secundária obtidos nos ensaios e através da expressão 7.2. A aplicação desta expressão permite verificar um bom acordo entre os valores calculados para ∆ e os valores medidos nos ensaios. Quadro 7.13 – Resultados obtidos para esec obtido no ensaio e através da expressão 7.2 Ensaio Cc C r esec obtido no ensaio esec obtido por aplicação da expressão 7.2 OED7 0,559 0,011 0,098 0,096 OED8 0,415 0,017 0,079 0,070 OED9 0,676 0,049 0,090 0,100 Capítulo 7 260 a) b) Figura 7.36 – Curva de compressibilidade do ensaio OED7: a) construções de Casagrande e de Schmertmann; b) representação da linha de fim de secundário (Martins, 2005). 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED7 Construção de Casagrande Construção de Schmertmann   'vfinal  'vf 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED7   'vfinal  'vf Linha de fim do secundário ROC = 1,5 Curva edométrica (24 horas) esec = 0,098 es= 0,034 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 261 a) b) Figura 7.37 – Curva de compressibilidade do ensaio OED8: a) construções de Casagrande e de Schmertmann; b) representação da linha de fim de secundário (Martins, 2005). 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 1,2 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED8 Construção de Casagrande Construção de Schmertmann   'vfinal  'vf 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED8   'vfinal  'vf Linha de fim do secundário ROC = 1,5 Curva edométrica (24 horas) esec = 0,079 es= 0,026 Capítulo 7 262 a) b) Figura 7.38 – Curva de compressibilidade do ensaio OED9: a) construções de Casagrande e de Schmertmann; b) representação da linha de fim de secundário (Martins, 2005). 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1 1,2 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED9 Construção de Casagrande Construção de Schmertmann   'vfinal  'vf 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 0,1 1 10 100 1000 10000 100000 e  'v(kPa) OED9   'vfinal  'vf Linha de fim do secundário ROC = 1,5 Curva edométrica (24 horas) esec = 0,090 es= 0,036 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 263 7.7 ENSAIOS TRIAXIAIS 7.7.1 INTRODUÇÃO. METODOLOGIA Para a caraterização das relações tensão-deformação-resistência ao corte dos solos em estudo realizaram-se ensaios triaxiais não drenados, de compressão e de extensão, os quais foram executados no Laboratório de Geotecnia da FEUP. No Quadro 7.14 resumem-se os ensaios triaxiais realizados no âmbito da caraterização do comportamento tensão-deformação-resistência ao corte do solo. Quadro 7.14 – Lista dos ensaios triaxiais realizados no âmbito da caraterização do comportamento tensãodeformação-resistência ao corte do solo Caraterísticas do ensaio Amostras intactas Consolidação Corte Recompressão para as tensões de repouso Isotrópica Compressão 1 Anisotrópica Compressão 9 Extensão 2 Nos pontos que se seguem descrevem-se os procedimentos fundamentais de preparação das amostras e da execução dos ensaios triaxiais. 7.7.1.1 Preparação das amostras A preparação das amostras para a realização dos ensaios triaxiais foi conduzida de acordo com as técnicas referenciadas na bibliografia como mais convenientes. A campanha de prospeção efetuada no início do trabalho experimental, já apresentada detalhadamente em 7.3, possibilitou a recolha de várias amostras intactas destinadas, em grande medida, à realização de ensaios triaxiais. No entanto, a obtenção de troços das amostras contidas nos amostradores revestiu-se de inúmeras dificuldades devido às caraterísticas particulares do solo em estudo. De entre as várias dificuldades na subamostragem salienta-se a baixa consistência do solo, que obrigou a que a extração fosse efetuada por pequenos troços do tubo amostrador, para preparar um único provete para a realização do ensaio triaxial. A técnica de subamostragem que se mostrou mais eficaz foi a de extração vertical, corroborando o referido por Lacasse et al. (1988) como sendo a melhor técnica a utilizar em solos moles devido à sua baixa consistência. Uma vez que os amostradores utilizados na campanha de prospeção eram de PVC, o atrito desenvolvido Capítulo 7 264 entre a parte interna do tubo e a amostra revelou-se relativamente reduzido, possibilitando que a extração da amostra fosse efetuada por processos manuais (Santoyo et al., 1981). No final do processo descrito, as amostras foram sujeitas a uma inspeção visual cuidada, no sentido de detetar anomalias. De entre estas, destaca-se a ocorrência de pequenos orifícios nos topos do provete, motivados pelo desprendimento de fragmentos de conchas de organismos marinhos, tendo sido colmatados com solo sobrante, para permitir uma distribuição uniforme de tensões (Lacasse et al., 1988). É de referir também a ocorrência de casos em que as conchas presentes atingiam tais dimensões que inviabilizaram a utilização do provete. Finalmente, os troços de amostra intacta retirados do tubo amostrador foram de imediato submetidos a um processo de congelamento durante 24 h para possibilitar a montagem do ensaio triaxial. A adoção desta técnica justifica-se pela muito baixa consistência doo solo, impossibilitando a montagem do ensaio triaxial em condições convencionais Na Figura 7.39 apresentam-se algumas imagens da preparação das amostras intactas para realização dos ensaios. a) b) c) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 265 d) e) f) Figura 7.39 – Preparação de amostra intacta em tubo de PVC: a) extração de um troço do tubo amostrador; b) saída do solo pelo topo; c) colocação de tubo de PVC com as caraterísticas geométricas pretendidas para o provete; d) preenchimento dos orifícios existentes no topo; e) fragmento de concha destacado do solo; f) provete finalizado para colocação no congelador (fotografias da autora). 7.7.1.2 Qualidade das amostras A análise do comportamento tensão-deformação-resistência ao corte de um dado solo deve ter em conta as características deste que possam condicionar a correta interpretação dos resultados experimentais. A qualidade das amostras, determinada tanto pelas características do solo como pelas técnicas utilizadas na sua recolha, transporte, armazenamento e ensaio, é um dos aspetos mais importantes na caracterização experimental do comportamento de um dado solo. A avaliação da qualidade das amostras é, porém, uma tarefa difícil, regendo-se em grande parte pela aplicação de critérios qualitativos. Relativamente ao teor em água, e considerando os cuidados observados na selagem dos amostradores, pode admitir-se que este não tenha sofrido variações significativas, ao longo do tempo, em relação ao do estado natural. Relativamente à estrutura do solo natural em estudo, colocam-se mais reservas quanto à sua preservação, motivadas tanto pelos processos envolvidos na amostragem como na preparação dos provetes. No que se refere à amostragem, os tubos de PVC utilizados na campanha, devido à sua elevada razão de área, não constituem a solução ideal para recolher amostras intactas de elevada qualidade, sobretudo em solos moles. Todavia, era a única técnica possível de utilização por parte da empresa que realizou a prospeção. Capítulo 7 272 No caso em estudo, os ensaios de compressão triaxial foram realizados com deformação controlada na direção do eixo principal maior e com velocidade de deformação constante de 0,02 %/min, com exceção do ensaio CIU em que a velocidade de deformação foi de 0,34 %/min. Os ensaios de extensão triaxial foram conduzidos segundo a diminuição da tensão axial, mantendo constante a pressão na câmara. 7.7.2 RESULTADOS DOS ENSAIOS DE COMPRESSÃO TRIAXIAL 7.7.2.1 Curvas tensão deformação Os resultados dos ensaios triaxiais foram interpretados através de uma grande diversidade de parâmetros capazes de descrever o comportamento do solo. Nas Figuras 7.29 a 7.33 estão representadas as curvas tensão deformação obtidas nos vários ensaios para diferentes profundidades, no que se refere à tensão de desvio (  1-  3), à obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) e ao excesso de pressão neutra (u). O interesse na representação dos três tipos de curva para cada ensaio reside no facto de, como se sabe e foi já discutido em 6.2.2.2, o critério de rotura adotado influenciar os parâmetros resistentes do solo. a) b) Figura 7.42 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 4,3 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). 0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 0 10 20 30 40 50 60 70 80 0 2 4 6 8 101214161820  '1/  '3  1  3(kPa)  a(%) 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20  u(kPa)  a(%)  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa  1 -  3  1 -  3  ’1 /  ’3  ’1 /  ’3  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 273 Figura 7.43 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 16,0 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). a) b) Figura 7.44 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 17,3 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 0 2 4 6 8 10121416182022  '1/  '3 1-3(kPa)  a(%) 0 10 20 30 40 50 60 70 80 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 u(kPa)  a(%) 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 0 2 4 6 8 10121416182022 '1 / '3  1  3(kPa)  a(%) 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 0 2 4 6 8 10121416182022 u(kPa)  a(%)  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa…   ’c = 410 kPa  1 -  3  1 -  3  1 -  3  ’1 /  ’3  ’1 /  ’3  ’1 /  ’3  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa  ’ c = 410 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 190kPa  1 -  3  1 -  3  ’1 /  ’3  ’1 /  ’3  ’c = 95 kPa  ’c = 190 kPa Capítulo 7 274 a) b) Figura 7.45 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 20,2 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). a) b) Figura 7.46 – Resultados dos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 22,7 m de profundidade: a) tensão de desvio (  1-  3) e obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a); b) excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a). 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20  1-  3(kPa)  '1/  '3  a(%) 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 0 20 40 60 80 100 120 140 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20  1-  3(kPa)  1  3  a(%)  ’c = 85 kPa  ’c = 568 kPa  1 -  3  1 -  3  ’1 /  ’3  ’1 /  ’3  ’c = 85 kPa  ’c = 568 kPa 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 02468101214161820 u(kPa)  a(%)  ’c = 155 kPa  1 -  3  ’ 1 /  ’ 3 0 10 20 30 40 50 0 2 4 6 8 101214161820 u(kPa)  a(%) Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 275 De um modo geral verifica-se que a forma das curvas tensão-deformação relativas à tensão de desvio (  1-  3) são semelhantes às típicas de solos normalmente consolidados sem grande pronunciamento de um pico, ou seja com uma passagem relativamente gradual entre os designados estados de cedência e de rotura. Quanto às curvas relativas à obliquidade das tensões efetivas (  '1/  '3), com exceção das obtidas para 4,0 m de profundidade, verifica-se que, nos casos em que é possível comparar, existe uma tendência de os valores de σ’1/σ’3 mais elevados corresponderem às tensões de consolidação mais altas. Em dois casos (4,3 m e 17,3 m correspondentes às tensões de consolidação mais elevadas) verifica-se um comportamento de certo modo anómalo, já em fases aparentemente pós-pico, nas quais são identificáveis episódios abruptos de crescimento acentuado de σ1-σ3 sem que se vislumbrem comportamentos homólogos, quer nos gráficos (  ' 1/  ' 3) vs εa quer nos gráficos u vs εa. 7.7.2.2 Parâmetros de resistência em tensões efetivas Nas Figuras 7.34 a 7.37 apresentam-se as trajetórias de tensões efetivas dos ensaios efetuados para cada horizonte estudado, num diagrama s’ vs t, sendo s’ = (  ’1+  ’3)/2 e t = (  1-  3)/2. São também apresentadas as envolventes de rotura considerando o critério para a sua definição aquela que se baseia nos pontos correspondentes aos máximos excessos de pressão neutra, ou, não havendo diminuição do excesso de pressão neutra, escolhendo os pontos em que há tendência para a sua estabilização, como já foi cuidadosamente discutido e justificado em 6.2.2.2. Deve no entanto referir-se que, para todas as profundidades, a envolvente de rotura foi forçada a passar na origem. No horizonte dos 4,3 m de profundidade foi apenas considerado o ponto (s’,t) correspondente ao ensaio realizado com  ’c de 24 kPa, uma vez que o outro ensaio disponível (  ’c = 96 kPa) apresentava um valor de Af na rotura anormalmente alto (que será discutido em 7.7.3.3.2). Este resultado, provavelmente explicado pelo facto de a fase de consolidação não ter sido bem conseguida, sendo o provete submetido ao corte num estado subconsolidado com consequentes excesso de pressão neutra não controlados, fez com que fosse excluído para a obtenção da envolvente de rotura. Se fosse considerado, tendo em conta que neste caso a rotura é controlada pela inflexão do diagrama s’-t e não pelo valor máximo do u, teria influenciado o resultado. Para a profundidade 20,2 m, dadas as semelhanças nas caraterísticas do solo, foram tratados em conjunto dois ensaios triaxiais realizados a 20,2 m e um a 22,7 m de profundidade. Capítulo 7 276 a) b) c) d) e) Figura 7.47 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 4,30 m de profundidade. 0 10 20 30 40 50 60 70 80 02468101214161820  1-  3(kPa)  a(%) 0 1 2 3 4 5 02468101214161820  '1/  '3  a(%) 0 10 20 30 40 50 02468101214161820 u(kPa)  a(%) 0 10 20 30 40 02468101214161820 t(kPa)  a(%) 0 10 20 30 40 0 20406080100 t(kPa) s' (kPa)  ' = 37,0° c' = 0 kPa  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa linha Kf linha K0 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 277 a) b) c) d) e) Figura 7.48 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 16,0 m de profundidade. 0 40 80 120 160 200 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 1-3(kPa)  a(%) 0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 '1/ '3  a(%) 0 10 20 30 40 50 60 70 80 0 2 4 6 8 10121416182022 u(kPa)  a(%) 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 0246810121416182022 t(kPa)  a(%) 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 0 40 80 120 160 t(kPa) s' (kPa)  ' = 39,0º c' = 0 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 190 kPa linha Kf linha K0 Capítulo 7 278 a) b) c) d) e) Figura 7.49 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 17,3 m de profundidade. 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 02468101214161820  1-  3(kPa)  a(%) 0 1 2 3 4 0 2 4 6 8 101214161820  '1/  '3  a(%) 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 02468101214161820 u(kPa)  a(%) 0 40 80 120 160 200 240 02468101214161820 t(kPa)  a(%) 0 40 80 120 160 200 240 0 100 200 300 400 500 t(kPa) s' (kPa)  ' = 35,0° c' = 0 kPa  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa  ’c = 410 kPa linha Kf linha K0 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 279 a) b) c) a) d) e) Figura 7.50 – Trajetória de tensões totais e efetivas e envolvente de rotura nos ensaios de compressão triaxial realizados sobre amostras recolhidas a 20,2 m e 22,7 m de profundidade. 0 100 200 300 400 500 02468101214161820  1-  3(kPa)  a(%) 0 1 2 3 4 5 02468101214161820  '1/  '3  a(%) 0 40 80 120 160 200 240 02468101214161820 u(kPa)  a(%) 0 50 100 150 200 250 02468101214161820 t(kPa)  a(%) 0 50 100 150 200 250 0 100 200 300 400 500 600 t(kPa) s' (kPa)  ' = 37,0° c' = 0 kPa  ’c = 085 kPa  ’c = 155 kPa  ’c = 568 kPa linha Kf linha K0 Capítulo 7 280 Os resultados dos ensaios apresentados não evidenciam diferenças significativas de comportamento em relação aos parâmetros de resistência em tensões efetivas. O ângulo de resistência ao corte assume valores compreendidos entre 35º e 39º e coesão nula. O Quadro 7.17 resume os resultados obtidos ao considerar as amostras agrupadas por profundidade. Quadro 7.17 – Resultados obtidos para a coesão efetiva e para o ângulo de resistência ao corte em ensaios triaxiais de compressão realizados sobre amostras intactas Profundidade (m) Tipo  ’vc (kPa) c’ (kPa)  ’ (º) 4,1 – 4,5 CK0U 24 0 37,0 CK0U 96 15,8 – 16,2 CK0U 95 0 39,0 CK0U 190 17,4 – 18,0 CK0U 120 0 35,0 CK0U 240 CK0U 410 20,0 – 20,4 CIU 85 0 37,0 CK0U 568 22,5 – 22,9 CK0U 155 Analisando os resultados apresentados pode concluir-se que, para as profundidades estudadas, o solo tem caraterísticas semelhantes. Com efeito, os parâmetros de resistência em tensões efetivas são sensivelmente iguais para as diferentes profundidades. Pelo exposto, optou-se por estabelecer uma envolvente de rotura a partir da análise do conjunto de resultados, como mostra a Figura 7.51, a que corresponde um ângulo de resistência ao corte de 36,4 º e coesão efetiva nula. Importa referir que o valor obtido para o ângulo de resistência ao corte corresponde a forçar a reta a passar na origem, para não obter coesão efetiva negativa, que não teria qualquer significado físico. Embora o ângulo de resistência ao corte possa ser considerado elevado para estes solos, verificase que diversos autores como Aguiar (1992), Carvalho (2002), Bonito (2008) e Coelho (2000) obtiveram valores da mesma ordem de grandeza em solos portugueses semelhantes. Este valor pode ser em parte justificado pela percentagem elevada da fração siltosa, conferindo ao solo uma resistência atrítica elevada. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 281 Figura 7.51 – Envolventes de rotura nos ensaios triaxiais de compressão realizados sobre amostras recolhidas a 4,3, 16,0, 17,3, 20,2 e 22,7 m de profundidade. 7.7.2.3 Parâmetros de resistência em tensões totais 7.7.2.3.1 Resistência não drenada A resistência não drenada foi calculada através da expressão 6.2 adotando como critério de rotura aquele que se baseia nos pontos correspondentes ao pico do excesso de pressão neutra. Os resultados obtidos apresentam-se na Figura 7.52, onde se mostra também o limite inferior que pode ser considerado para a evolução em profundidade da resistência não drenada tendo por base os resultados obtidos nos ensaios triaxiais onde a tensão de consolidação foi próxima da tensão efetiva vertical de repouso. A análise da figura permite verificar que em pontos situados à mesma profundidade, correspondentes a ensaios realizados em diferentes provetes da mesma amostra com distintas tensões de consolidação, se obtiveram valores diferentes para a resistência não drenada, como era de esperar. 0 50 100 150 200 250 300 0 100 200 300 400 500 600 t(kPa) s' (kPa) Série5 Série4 Série9 Série10 Série8 Série6 Série7 Série2 Série3 Série1 Série11  ' = 36,4° c' = 0 kPa R2= 0,99  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 190 kPa  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa  ’c = 410 kPa  ’c = 085 kPa  ’c = 155 kPa  ’c = 568 kPa linha Kf Capítulo 7 288 representadas nas Figuras 7.56 a) e c), onde o índice c indica rotura última nos estados críticos. O símbolo M é equivalente a ∅󰆒 e  representa os gradientes da LEC e da LCN isotrópica. Uma vez que os parâmetros e M são propriedades intrínsecas dos materiais, podem ser considerados constantes para um dado solo. Num ensaio triaxial com deformação axial de compressão, o parâmetro M relaciona-se com ∅󰆒 através da seguinte expressão: ∅󰆓 ∅󰆓 (7.8) Como refere Coelho (2000), estes conceitos foram desenvolvidos para condições particulares de consolidação e solicitação de solos. No entanto, tem-se procurado verificar a aplicabilidade destes conceitos a condições diferentes das originais, abrangendo, em particular, as situações de consolidação anisotrópica e corte em extensão. Ainda que os princípios subjacentes ao estabelecimento da Teoria do Estado Crítico sejam, em geral, observados nos programas de ensaio desenvolvidos, com esse objetivo, por diferentes autores, estes apresentam diferentes aproximações para o estudo do comportamento dos solos durante o corte. Em relação ao tipo de consolidação, Atkinson et al. (1978) consideram a consolidação anisotrópica como um tipo particular de solicitação, definida por uma relação constante, do tipo:  󰆓󰇛󰇜  (7.9) Este tipo de consolidação modifica o estado da amostra entre a LEC e a LCN. A linha definida durante a consolidação anisotrópica para tensões nunca antes experimentadas, designada por linha de compressão normal anisotrópica (LCNA), projeta-se no plano (  , ln p’) como uma linha reta, situada entre a LEC e a LCN e com o mesmo declive destas, descrita pela equação: 󰆒 (7.10) Na Figura 7.58 representam-se as linhas do estado crítico (LEC), de compressão normal (LCN) e compressão normal anisotrópica (LCNA). Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 289 a) b) Figura 7.58 – Representação das linhas do estado crítico (LEC), de compressão normal (LCN) e compressão normal anisotrópica (LCNA): a) no plano (q, p’); b) no plano (  , p’) (Atkinson et al., 1978). Como já foi referido, no presente trabalho foram executados 8 ensaios triaxiais de compressão consolidados anisotropicamente. Inicialmente, para verificar se em todos os ensaios se atingiu o estado crítico, isto é, se continuam a sofrer distorção num estado constante, são apresentadas na Figura 7.59 as trajetórias de tensões durante o corte no plano (q,  a) e (p’,q). A análise da figura permite concluir que na generalidade todos os ensaios atingiram o estado crítico, com exceção do efetuado com tensão de consolidação de 568 kPa. Verifica-se também que a trajetória de tensões desenvolvida durante o corte pela amostra submetida a um ensaio CIU, com tensão de consolidação de 85 kPa, não apresenta um desenvolvimento similar aos restantes ensaios. Pelo exposto, estes dois ensaios não serão considerados na análise. LCNA LCN LCNA Capítulo 7 290 a) b) Figura 7.59 – Trajetória de tensões durante o corte obtida nos ensaios triaxiais: a) no plano (q,  a); b) no plano (p’,q). Na Figura 7.60 apresentam-se as linhas LCNA e LEC, definidas com base nos resultados dos ensaios realizados sobre amostras consolidadas anisotropicamente. Tendo em consideração que os ensaios executados sobre as amostras retiradas à profundidade de 4,3 m correspondem a um tipo de solo com comportamento diferente do restante no que concerne ao valor de K0, foram traçadas duas linhas normais de compressão, LNCA1 e LNCA2. Simplificadamente, para a definição da linha dos estados críticos (LEC) todos os ensaios foram considerados uma vez que, no estado crítico, tendiam para o mesmo horizonte. A equação da LEC ilustrada na Figura 7.60 é: 1,417󰆒 (7.11) 2,20,0016ln′ (7.12) representadas nas Figuras 7.47 b) e c), respetivamente. Desta forma, a LEC caracteriza-se pelos parâmetros M = 1,417;  = 2,2 e  = 0,0016. Estes parâmetros correspondem a um ângulo de resistência ao corte crítico de 35º. 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 0 4 8 1216202428 q(kPa)  a' (kPa) 0 100 200 300 400 500 p' (kPa) Série5 Série4 Série9 Série10 Série8 Série6 Série7 Série2 Série3 Série1  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 190 kPa  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa  ’c = 410 kPa  ’c = 085 kPa  ’c = 155 kPa  ’ c = 568 kPa Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 291 a) b) c) d) Figura 7.60 – Trajetória de tensões e linhas dos estados críticos (LEC) e compressão normal (LCNA) obtida a partir dos ensaios triaxiais: a) no plano (q,  a); b) no plano (p’,q); c) no plano (  lnp’); d) no plano (  p’). 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 0 4 8 1216202428 q(kPa)  a (kPa) Série5 Série4 Série14 Série13 Série8 Série6 Série3 Série1 24 kPa 96 kPa 95 kPa 190 kPa 120 kPa 240 kPa 155 kPa  'c : 410 kPa 1,50 1,75 2,00 2,25 2,50 20 54 146 394  = 1 + e lnp' (kPa) LCNA1  = 2,4-0,004lnp' R2= 1,00 LCNA2  = 2,2-0,001lnp' R2= 0,50 LEC  = 2,2-0,0016lnp' R2= 0,61 0 100 200 300 400 p' (kPa) LEC q= 1,417p' R2= 0,99 LCNA1 K0=0,75 LCNA2 K0= 0,6 0 100 200 300 400 p' (kPa) LEC LCNA2 LCNA1 Capítulo 7 292 Verifica-se assim, de acordo com os resultados experimentais, que o ângulo de resistência ao corte crítico apresenta valores relativamente elevados. No entanto, a magnitude dos valores encontrados, se surpreende face à elevada plasticidade do solo natural, parece compatível com a sua composição granulométrica predominantemente siltosa, a qual confere a elevada componente atrítica da resistência. A normalização das tensões ou dos volumes específicos iniciais pode ser muito útil quando se pretende comparar resultados de ensaios com diferentes tensões de consolidação ou com diferentes volumes específicos iniciais. Com a normalização é possível obter uma representação mais simples e útil. A Figura 7.61 mostra a LEC e a LCNA num gráfico de eixos q/ p’c e p’/ p’c, isto é, normalizados em relação à pressão equivalente p’c. Figura 7.61 – Normalização da LEC e da LNCA em relação a p’c. A figura apresenta as projeções no plano p'/p'c-q/p'c dos caminhos de tensões seguidos, durante a fase de corte, sendo evidente que a superfície não é claramente estabelecida. No entanto, pode verificar-se que praticamente todas as amostras tendem inequivocamente para a LEC, com exceção da amostra com  ’c = 24 kPa, em que a trajetória de tensões a ultrapassa. 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 q / p'c p' / p'c Série6 Série7 Série10 Série9 Série5 Série1 Série3 Série4 1 M LEC  ’c = 24 kPa  ’c = 96 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 190 kPa  ’c = 120 kPa  ’c = 240 kPa  ’c = 155 kPa  ’c = 410 kPa Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 293 7.7.3 RESULTADOS DOS ENSAIOS DE EXTENSÃO TRIAXIAL 7.7.3.1 Parâmetros de resistência em tensões efetivas Como já foi referido, foram realizados dois ensaios de extensão usando a câmara de Stess-Path (Viana da Fonseca, 1996). Os ensaios foram realizados com consolidação K0 após a consolidação isotrópica das amostras. A Figura 7.62 mostra a tensão de desvio (  1-  3) e a obliquidade das tensões efetivas principais(  '1/  '3) em função da extensão axial (  a), e na Figura 7.63 mostram-se os excessos de pressão neutra gerados durante o corte. a) b) Figura 7.62 – Resultados dos ensaios de extensão triaxial: a) tensão de desvio (  1-  3) vs extensão axial (  a); b) obliquidade das tensões efetivas principais (  '1/  '3) vs extensão axial (  a). Figura 7.63 – Excesso de pressão neutra (u) vs extensão axial (  a) obtidos nos ensaios de extensão triaxial. -130 -110 -90 -70 -50 -30 -10 10 30 -20-16-12-8-40  1-  3(kPa)  a(%) Série2 Série1 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 -20-16-12-8-40  '1/  '3(kPa)  a(%) Série2 Série1 -60 -50 -40 -30 -20 -10 0 -20-16-12-8-40 u(kPa)  a(%)  ’c = 95 kPa  ’c = 284 kPa  ’c = 95 kPa  ’c = 284 kPa Capítulo 7 294 A evolução da tensão de desvio, da obliquidade de tensões efetivas principais e do excesso de pressão neutra é bastante semelhante no que concerne ao valor da extensão axial onde estes parâmetros assumem o valor máximo, pelo que a consideração de um ou de outro critério de rotura não irá com certeza influenciar os resultados obtidos. Na Figura 7.64 apresenta-se as trajetórias de tensões efetivas dos ensaios efetuados, num diagrama s’ vs t. É também apresentada a envolvente de rotura. Figura 7.64 – Trajetórias de tensões efetivas no espaço s’, t em ensaios de extensão triaxial. A envolvente de rotura obtida a partir da análise dos dois ensaios de extensão triaxial corresponde um ângulo de resistência ao corte de 23 º e coesão efetiva nula. À semelhança do efetuado no estudo dos ensaios de compressão triaxiais, importa salientar que o valor obtido para o ângulo de resistência ao corte corresponde a forçar a reta a passar na origem. A comparação dos resultados obtidos para o ângulo de resistência ao corte em ensaios de compressão e extensão triaxial permite concluir que o valor de  ’ em compressão é bastante mais elevado do que o obtido em extensão. O quociente entre os ângulos de resistência ao corte em compressão e em extensão é de 1,58, resultado da mesma ordem de grandeza dos obtidos por Aguiar (1992) e Carvalho (2002). -100 -80 -60 -40 -20 0 20 40 60 0 50 100 150 200 250 t(kPa) s' (kPa) Série2 Série1 Série3 Série4  ' = 23° c' = 0 kPa R2= 0,98  ’c = 95 kPa  ’c = 284 kPa linha Kf linha K0 Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 295 7.7.3.2 Parâmetros de resistência em tensões totais 7.7.3.2.1 Resistência não drenada A resistência não drenada foi calculada através da expressão 6.2 adotando como critério de rotura aquele que se baseia nos pontos correspondentes ao pico do excesso de pressão neutra. A Figura 7.65a) mostra os resultados obtidos para a resistência não drenada em profundidade e o limite que pode ser considerado para a sua evolução em profundidade tendo por base o resultado obtido no ensaio triaxial onde a tensão de consolidação foi próxima da tensão efetiva vertical de repouso. Embora só se disponha de dois resultados, parece haver evidência de que a resistência não drenada obtida através dos ensaios de extensão triaxial é inferior à obtida em ensaios de compressão triaxial. Dada a elevada dependência deste parâmetro com a tensão efetiva de consolidação do ensaio, representa-se na Figura 7.65b) a sua evolução com essa tensão. A observação da figura permite concluir que cu cresce linearmente com  ’c, sendo a razão entre os dois parâmetros de 0,22, mostrando que os solos em estudo são normalmente consolidados (Ladd et al., 1977; Matos Fernandes, 2006), como seria de esperar. a) b) Figura 7.65 – Variação da resistência não drenada: a) em profundidade; b) com a tensão efetiva de consolidação do ensaio, em ensaios de extensão triaxial. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0255075 profundidade (m) cu(kPa) Série2 Série4 cu/  'v0 =0,25  'c>  'v0  'c≈  'v0 0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 0 20406080  'c(kPa) cu (kPa) cu/  'c=0,22 Capítulo 7 296 7.7.3.2.2 Parâmetro Af de Skempton A Figura 7.66 mostra a relação entre os valores de cu /  ’c e o parâmetro Af obtido nos ensaios de extensão triaxial. Figura 7.66 – Relação entre a razão cu /’c e o parâmetro Af de Skempton para os resultados de ensaios de extensão triaxial. A análise da figura mostra que o valor de cu /  ’c tende a ser mais baixo para maiores valores de Af. Como era de esperar, o valor de Af obtido através dos ensaios de extensão triaxial é superior ao obtido em ensaios de compressão triaxial. 7.7.3.2.3 Expressão teórica De forma análoga ao efetuado para os resultados de ensaios de compressão, foram determinados os valores da resistência não drenada em função da profundidade, partindo da aplicação da expressão (Matos Fernandes, 2006): 󰆒∅󰆒 ∅󰆓∅󰆒′∅󰆒 ∅󰆓∅󰆒 (7.13) utilizando os valores dos parâmetros de resistência em tensões efetivas em extensão apresentados anteriormente, que foram de 23 º para o ângulo de resistência ao corte e coesão efetiva nula, as tensões efetivas verticais em repouso, para K0 o valor de 0,6 e tomando como valores do parâmetro Af 0,75 e 0,78, de acordo com o calculado em 7.7.4.2.2. 0,15 0,20 0,25 0,30 0,9 0,91 0,92 0,93 0,94 0,95 0,96 cu/  'c Af Série1 Série4  ’c = 284 kPa  ’c = 95 kPa Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 297 A Figura 5.40 mostra os resultados experimentais apresentados anteriormente e os que se obtiveram por aplicação da expressão 5.18. Figura 7.67 – Valores teóricos e valores experimentais da resistência não drenada em ensaios de compressão triaxial. Como era esperado, a figura mostra uma boa concordância entre os valores obtidos para a resistência não drenada nos ensaios de extensão triaxial e os calculados a partir dos parâmetros de resistência em tensões efetivas e das tensões efetivas verticais de repouso. 7.7.3.2.4 Avaliação da anisotropia da resistência não drenada Para o horizonte de 16,0 m foram ensaidas duas amostras com a mesma tensão efetiva de consolidação (  ’c = 95 kPa), uma sujeita a um ensaio de extensão triaxial e a outra a um ensaio de compressão triaial. Para este horizonte foi calculada a medida da anisotropia induzida do solo em termos de resistência não drenada (ks) através da expressão: 󰇛󰇜 󰇛󰇜 (7.14) 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 0 1020304050607080 profundidade (m) cu(kPa) Série24 Série23 Série2 Série26  'c≈  'v0 valor teórico f(K0=0,60;Af=0,75;  '=23º)  'c≈2  'v0 valor teórico f(K0=0,60;Af=0,78;  '=23º)  ’ c ≈  ’ v 0 Capítulo 8 304 Figura 8.1 – Planta do Campo Experimental com a localização relativa dos ensaios realizados (fotografia da autora). 8.2 ENSAIO COM O DILATÓMETRO MARCHETTI (DMT) 8.2.1 METODOLOGIA O ensaio dilatométrico foi desenvolvido em Itália pelo Professor Silvano Marchetti, investigador responsável pela conceção e construção do equipamento como também pela formulação dos conceitos básicos associados à sua interpretação (Marchetti, 1975, 1980, 1997). Esta técnica desenvolvida na década de 1970 foi normalizada na Europa no Eurocódigo 7 – Parte 2 (2007). O equipamento necessário à realização do ensaio consiste num sistema de cravação, numa lâmina dilatométrica, uma unidade de controlo de pressão (dotada de um sinal acústico), um cabo elétrico, um sistema de calibração e uma unidade de pressão. Na Figura 8.2 estão representados os componentes descritos. furo de sondagem SCPTU1 SCPTU2 DMT 1 m FVT SCPTU1 furo de sondagem S1 FVT SCPTU2 DMT furo de sondagem S1A FVT Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 305 a) b) c) d) e) Figura 8.2 – Equipamento necessário para a realização do ensaio DMT: a) sistema de cravação; b) unidade de controlo de pressão, cabo elétrico e unidade de pressão; c) trem de varas; d) unidade de controlo de pressão; e) lâmina dilatométrica (fotografias da autora). Capítulo 8 306 O procedimento do ensaio, conforme recomendação da ASTM Sub-Committee D 180210 (1986), consiste na penetração de uma lâmina dilatométrica verticalmente no interior da massa de solo, utilizando preferencialmente um sistema hidráulico de cravação. A penetração é interrompida a cada 20 cm, procedendo-se imediatamente à expansão da membrana de aço (diafragma). A expansão da membrana permite a obtencão de três leituras: i) leitura A, corresponde ao momento em que a membrana deixa de estar em contato com o disco sensor onde se encontra alojada, equivalendo a um deslocamento de 0,05mm; ii) leitura B, corresponde ao momento em que o centro da membrana se desloca 1,1 mm na direção normal ao plano da mesma; iii) leitura C, corresponde ao momento em que, em descarga lenta, a membrana volta a estar em contacto com o disco sensor. Após efetuadas as leituras A, B e C, procede-se a uma correção em função da rigidez da membrana e determina-se a pressão inicial da expansão da membrana (p0), a pressão final da expansão da membrana (p1) e a pressão final na descarga (p2). A determinação destas pressões é realizada utilizando seguintes expressões: 1,05󰇛∆󰇜0,05󰇛∆󰇜 (8.1) ∆ (8.2) ∆ (8.3) em que A eB são correções efetuadas devido à rigidez da membrana, A, B e C são leituras efetuadas no decurso do ensaio e Zm é o zero do manómetro de medição de pressão. A partir destas pressões calculam-se os três seguintes parâmetros, designados por índice do material, módulo dilatométrico e índice de tensão horizontal, respetivamente:   (8.4) 34,7󰇛󰇜 (8.5)   󰆓 (8.6) em que u0 é o valor da pressão neutra de equilíbrio e  ’v0 é a tensão efetiva vertical de repouso à profundidade do ensaio. Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 307 8.2.2 RESULTADOS No campo experimental foi realizado um ensaio dilatométrico localizado o mais próximo possível dos ensaios SCPTU e do local onde foram recolhidas as amostras, como se pode observar na Figura 8.1. Marchetti (1980) estabeleceu um conjunto de correlações empíricas entre os índices dilatométricos (IDMT, EDMT e KDMT – todos eles função das pressões acima referenciadas) e as principais propriedades de comportamento do solo. Os resultados obtidos são apresentados na Figura 8.3. a) b) c) Figura 8.3 – Resultados obtidos no ensaio DMT: a) índice do material; b) módulo dilatométrico; c) índice de tensão horizontal. 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 0123456 profundidade (m) IDMT 0 4 8 12 16 EDMT (MPa) 0 4 8 12 16 KDMT Capítulo 8 308 8.2.3 CARACTERÍSTICAS FÍSICAS E ESTADO DE TENSÃO 8.2.3.1 Identificação estratigráfica do subsolo O ensaio com o dilatómetro de Marchetti não permite a recolha de amostras. No entanto, não impede de estabelecer um perfil estratigráfico dos solos atravessados com base no índice do material, IDMT. Verifica-se que há uma elevada precisão na correlação de IDMT com a granulometria do solo, como mostra o Quadro 8.1 (Marchetti, 1980). Quadro 8.1 – Classificação de solos a partir do índice do material, IDMT, do DMT (Marchetti, 1980) Argilas Siltes Areias Sensíveis Normais Siltosas Argilosos Puros Arenosos Siltosas Puras IDMT<0,1 0,1<IDMT<0,35 0,35<IDMT<0,6 0,6<IDMT<0,9 0,9<IDMT<1,2 1,2<IDMT<1,8 1,8<IDMT<3,3 3,3>IDMT Na Figura 8.4 representa-se esta classificação aplicada ao caso em estudo. Verifica-se que podem ser identificadas três zonas de solos argilosos (sensíveis, normais ou siltosos) e silto-argilosos, respetivamente, entre os 1,5 m e 4,5 m, os 6,0 m e 8,3 m e a partir dos 14,0 m. Nos restantes horizontes os siltes (puros ou arenosos) e as areias (siltosas ou puras) predominam. A análise da classificação de solos permite identificar uma zona de siltes arenosos e (ou) areias siltosa, compreendida entre os 4,5 m e os 14,0 m de profundidade. Desta forma, à semelhança do efetuado no Capítulo 7, nos pontos seguintes serão apenas apresentados os resultados para profundidades inferiores a 4,5 m e superiores a 14,0 m. Figura 8.4 – Classificação do solo com base no índice do material (IDMT). 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 0123456 profundidade (m) IDMT ar g ilas siltes areias Aluviões Silto-Argilosos Moles de Portugal – Parametrização para o Dimensionamento de Estruturas Geotécnicas 309 8.2.3.2 Peso volúmico,  Marchetti & Crapps (1981) estabeleceram o diagrama que se apresenta na Figura 8.5 baseado nos valores de IDMT e EDMT, que permite uma estimativa do peso volúmico do solo. A experiência em solos portugueses confirma a grande precisão (± 1kN/m3) na avaliação deste parâmetro (Cruz, 1995). Figura 8.5 – Classificação do solo e estimativa de  /  w com base no índice do matéria e no módulo dilatométrico (adaptado de Marchetti e Crapps, 1981). Mais tarde, Mayne et al. (2001) apresenta a seguinte expressão para estimar o peso volúmico do solo a partir do índice dilatométrico e do módulo dilatométrico: 1,12  󰇡    󰇢 , 󰇛  󰇜 , (8.7)  Na Figura 8.6 apresenta-se o valor do peso volúmico do depósito estimado a partir da equação 8.7. [Document text truncated for crawler view.]